Proyecto Ingenieria de Firmes

UNIVERSIDAD DE SALAMANCA

ESCUELA POLITÉCNICA SUPERIOR DE ZAMORA

DEPARTAMENTO DE CONSTRUCCIÓN Y AGRONOMÍA

ÁREA DE CIENCIA DE MATERIALES E INGENIERÍA METALÚRGICA

TITULACIÓN: INGENIERÍA DE MATERIALES

PROYECTO FIN DE CARRERA

EVALUACION DEL DAÑO POR FATIGA EN MEZCLAS BITUMINOSAS EN CALIENTE

PARA EL REFUERZO DE FIRMES.

por

RUBÉN TINO RAMOS

Ingeniero Técnico de Obras Públicas

Fecha adjudicación: diciembre 2006

Fecha presentación:

Tutor del proyecto

JESUS ANDRES TORIBIO QUEVEDO

Doctor Ingeniero de Caminos, Canales y Puertos

2007

EVALUACION DEL DAÑO POR FATIGA EN MEZCLAS BITUMINOSAS EN CALIENTE PARA EL REFUERZO DE FIRMES.

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APLICACIÓN DE LA MECÁNICA DE FRACTURA A LA INGENIERIA DE FIRMES.

El siguiente documento trata de plasmar de forma sucinta el estado del conocimiento de la

ingeniería de firmes, abordada desde el prisma de la mecánica de fractura. Para ello, se realiza

primeramente una pequeña introducción histórica que sirve de explicación de cómo y porqué se

han llegado a utilizar ciertos materiales hoy en día para la construcción de carreteras.

Posteriormente, se aborda el diseño del firme, centrándonos en las mezclas bituminosas y por

último se hace hincapié en lo referente a la fatiga de dichas mezclas.


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INDICE

1. INTRODUCCIÓN ................................................................................................ 7

1. UN POCO DE HISTORIA..................................................................................................... 8

2. CONCEPTO DE CARRETERA Y CONCEPTO DE FIRME ............................................ 19

3. CONCEPTO DE MEZCLA BITUMINOSA ....................................................................... 23

3.1. Materiales constituyentes .............................................................................................. 28

3.1.1. La Matriz ................................................................................................................ 28

3.1.2. El refuerzo .............................................................................................................. 32

3.2. Fabricación y puesta en obra ......................................................................................... 38

2. METODOLOGÍA DEL DISEÑO DEL FIRME. ............................................... 40

1. PARÁMETROS A CONSIDERAR..................................................................................... 41

1.1. Características de la explanada...................................................................................... 41

1.2. Cargas aplicadas ............................................................................................................ 44

1.2.1. Magnitud de las cargas aplicadas.......................................................................... 45

1.2.2. Tipología de los ejes ............................................................................................... 45

1.2.3. Distribución del tráfico .......................................................................................... 53

1.2.4. Velocidad de los vehículos y tiempo de solicitación en un punto. ......................... 58

1.2.5. Características de la solicitación. .......................................................................... 60

1.2.6. Repetición de cargas .............................................................................................. 65

1.2.7. Distribución de tensiones producidas por las cargas. ........................................... 67

1.3. Factores ambientales...................................................................................................... 74

1.3.1. Variaciones de la temperatura. Reología............................................................... 75

1.3.2. Acción del hielo ...................................................................................................... 76

1.3.3. Humedad................................................................................................................. 78

2. METODOLOGÍA DE DISEÑO ESTRUCTURAL............................................................. 78

2.1. Métodos empíricos ........................................................................................................ 80

2.1.1. Método de la AASHTO ........................................................................................... 80

2.1.2. Ensayos a escala real. ............................................................................................ 81

2.2. Métodos analíticos......................................................................................................... 83

2.2.1. Modelo mecánico de respuesta............................................................................... 85


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2.2.1.1. Modelo elástico por capas 2D. ........................................................................ 85

2.2.1.2. Modelo 3D de elementos finitos...................................................................... 87

2.2.2. Modelo mecánico de comportamiento: Criterios de fallo...................................... 89

2.2.2.1. Criterio de fallo por fatiga (grietas por fatiga) ................................................ 90

2.2.2.2. Criterio de fallo por deformación plástica permanente (Rutting).................... 94

2.2.2.3. Criterio de fallo por deflexiones...................................................................... 97

2.2.2.4. Programas de cálculo..................................................................................... 100

3. METODOLOGÍA DE DISEÑO DE LA MEZCLA........................................................... 101

3.1. Objetivos del diseño de la mezcla ............................................................................... 102

3.2. Métodos de diseño tradicionales.................................................................................. 107

3.2.1. Métodos basados en la superficie específica del árido. ....................................... 107

3.2.1.1. Método Duriez............................................................................................... 107

3.2.1.2. Método Belga ................................................................................................ 108

3.2.1.3. Método del Instituto del Asfalto.................................................................... 109

3.2.1.4. Método del C.K.E. (Centrifuge Kerosene Equivalent).................................. 109

3.2.2. Métodos basados en ensayos mecánicos. ............................................................. 109

3.2.2.1. Método de Hveem. ........................................................................................ 110

3.2.2.2. Método Marshall............................................................................................ 114

3.3. Método Superpave....................................................................................................... 117

3.3.1. Nivel 1................................................................................................................... 119

3.3.2. Nivel Intermedio ................................................................................................... 129

3.3.3. Nivel Avanzado..................................................................................................... 131

3. EVALUACIÓN EXPERIMENTAL DEL COMPORTAMIENTO DEL FIRME

FRENTE A FENÓMENOS DE FATIGA. ........................................................... 132

1. CARACTERIZACION DEL COMPORTAMIENTO ESTÁTICO DEL MATERIAL........................ 133

1.1. Tipos de ensayos existentes.................................................................................... 133

1.1.1. Ensayos de caracterización.................................................................................. 133

1.1.2. Ensayos empíricos. ............................................................................................... 135

1.2. Marshall. ................................................................................................................. 135

1.3. Compresión simple. ................................................................................................ 139


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2. EVALUACIÓN DEL COMPORTAMIENTO DINÁMICO DEL MATERIAL

EXISTENTE........................................................................................................................... 145

2.1. Ensayos normalizados. ................................................................................................ 146

2.2. Propuesta de nuevos ensayos....................................................................................... 149

2.3. Resultados experimentales. ......................................................................................... 153

3. DETERMINACIÓN DEL DAÑO POR FATIGA DEL MATERIAL............................... 187

3.1. Ensayos normalizados. ................................................................................................ 188

3.1.1. Ensayo Fraass ...................................................................................................... 189

3.1.2. Ensayo a flexión.................................................................................................... 189

3.1.3. Resistencia a la tracción (Tensile Strength)......................................................... 192

3.1.4. Test de rigidez....................................................................................................... 194

3.2. Propuesta de nuevos ensayos....................................................................................... 195

3.3. Resultados experimentales. ......................................................................................... 202

4. DISCUSIÓN ..................................................................................................... 207

1. CARACTERIZACIÓN DEL COMPORTAMIENTO ESTÁTICO DEL MATERIAL. ... 207

1.1. Análisis de resultados de los ensayos Marshall........................................................... 207

1.2. Análisis de resultados de los ensayos de compresión simple..................................... 210

1.3. Validez de cada tipo de ensayo. Hacia el ensayo óptimo............................................ 213

2. EVALUACIÓN DEL COMPORTAMIENTO DINÁMICO DEL MATERIAL............... 213

2.1. Análisis del módulo dinámico. .................................................................................... 214

2.1.1. Influencia de la frecuencia. .................................................................................. 214

2.1.2. Influencia de la temperatura. ............................................................................... 216

2.2. Análisis del ángulo de fase. ......................................................................................... 217

2.2.1. Influencia de la frecuencia. .................................................................................. 218

2.2.2. Influencia de la temperatura ................................................................................ 219

2.3. Transferibilidad de los resultados a la realidad. .......................................................... 220


3.1. Reflexiones sobre el estudio de la fatiga en mezclas bituminosas. ............................. 221

3.2. Justificación y descripción de los ensayos a realizar................................................... 224

3.3. Daño en laboratorio vs daño producido por el tráfico real. ......................................... 225

5. CONCLUSIONES ............................................................................................ 233


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1. CARACTERIZACIÓN DEL COMPORTAMIENTO ESTÁTICO DEL MATERIAL. ... 233

2. EVALUACIÓN DEL COMPORTAMIENTO DINÁMICO DEL MATERIAL............... 234


V. REFERENCIAS.......................................................................................... 235

1. INTRODUCCIÓN

En su sentido general, un camino es una vía para el paso de vehículos, gente y animales.

(MUENCH S.T., MAHONEY J.P., 2002). Desde la antigüedad, la construcción de caminos ha sido

uno de los primeros signos de civilización avanzada. Cuando las ciudades de las primeras

civilizaciones empezaron a aumentar de tamaño y densidad de población, la comunicación con

otras regiones se tornó necesaria para hacer llegar suministros alimenticios o transportarlos a

otros consumidores (MICROSOFT 2006). Enseguida el tráfico, las exigencias de los usuarios, los

vehículos, así como el entorno de la carretera evolucionaron, por lo que enseguida apareció la

necesidad de actuar sobre ellas para acondicionarlas a las nuevas exigencias. Así, desde épocas

muy tempranas, (MUENCH S.T., MAHONEY J.P., 2002) se empezaron a cubrir los caminos con

una superficie lisa dura (pavimento) que ayudaba para hacerlos durables y capaces de soportar el

tráfico y el ambiente.


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1. UN POCO DE HISTORIA

Aunque las carreteras tal y como hoy las conocemos, no han existido hasta el siglo XX, no hay

que olvidar que algunos de los considerados métodos modernos fueron descubiertos hace

algunos siglos. Así, el Tratado legal y político de caminos públicos y possadas, (FERNÁNDEZ DE

MESA,T.M. 1755) editado en el año 1755, habla ya del uso del alpechín, para “hazer un terreno

fuerte, que para las heras dize Fray Miguel Agustín en su Agricultura, conviene usar, y no es

despreciable para los Caminos, es à saber, que la tierra desmenuzada, y hecha polvo, se amasse

con alpechin de azeyte, y despues en estando en disposición, apisonarla, ò allanarla con cilindro,

bolviendola ultimamente à rociar con el alpechin; y otros, dize, hazen lo mismo con sangre de

buey y azeyte”(...). De esta forma, para comprender la concepción y génesis de las carreteras

actuales se hace necesario profundizar en su historia.

Entre los primeros constructores de carreteras se encuentran los mesopotámicos, hacia el año

3500 a.C. La Carretera Real Persa es considerada la carretera más antigua de larga distancia, que

estuvo en explotación desde el el año 3.500 a.C. hasta el 300 a.C. El recorrido del Camino Real

Persa ha podido ser reconstruido a partir de los escritos de HERÓDOTO (450 A.C.), historiador

griego del siglo V a.C., la investigación arqueológica y otras fuentes históricas. Comenzaba en el

oeste, en Sardes (a unas 60 millas al este de Izmir, en la actual Turquía), se dirigía al este, a

través de lo que ahora sería la sección centro-norte de Turquía, hacia la antigua capital Asiria de

Nínive (actual Mosul, en Iraq). Luego seguía hacia el sur hacia Babilonia (hoy Bagdad, en Iraq).

Cerca de Babilonia, se cree que se dividía en dos tramos, uno que se dirigiría hacia el noreste y

luego al oeste, a través de Ecbatana y siguiendo la ruta de la seda. La otra continuaba al este, a

través de la futura capital del imperio persa, Susa, (actual Irán) y luego al sudeste, hacia

Persépolis. (ZORIO, V 1987 y WIKIPEDIA 2006).


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Fig. 1.1. Carretera Real Persa (ZORIO,V 1987)

Los chinos, construyeron la Ruta de la Seda (la más larga del mundo) durante 2.000 años, y

desarrollaron un sistema de carreteras en torno al siglo XI a.C. (ENCARTA, 2006). Su momento

de máximo esplendor fue hacia el 200 a. De J.C. Su conexión con la red de calzadas romanas dio

lugar a la más larga ruta del mundo, empezaba en Cádiz en el Atlántico, y terminaba en Shangai

en el Pacífico. Su longitud era de 12.800 km. (ZORIO, V 1987).

Fig. 1.2. Ruta de la Seda (ZORIO,V 1987)

Los Incas de Sudamérica, (ZORIO, V. 1987 Y ENCARTA, 2006) que desconocían la rueda,

construyeron una avanzada red de caminos que iban desde Quito (Ecuador) al sur de Cuzco


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(Perú). Se utilizaban exclusivamente por peatones y animales de carga (llamas). El camino de la

costa tenía 3.600 km y el camino de la cordillera de los andes tenía 2.640 km. Entre ambos

existían caminos transversales de enlace. Esta red incluía galerías cortadas en rocas sólidas y

muros de contención, tenía 7,5 m de anchura y estaba constituida por rampas suaves,

constituyendo una auténtica carretera.

Fig. 1.3. Carreteras del Imperio Inca (ZORIO,V 1987)

Existía en la antigua Babilonia, (ZORIO,V 1987) alrededor del 700 a. de J.C. un sistema de

antiguas carreteras que unían palacios y templos; estaban construidas con ladrillo cocido y piedra

unidos con mortero bituminoso. Se les considera las precursoras de las vías romanas.

Fig. 1.4. Carretera procesional del templo de Ishtar (ZORIO,V 1987)


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Los escritos de HERÓDOTO (450 A.C.), mencionan las vías construidas en Egipto para transportar

los materiales con los que construyeron las pirámides y otras estructuras monumentales

levantadas por los faraones.

En china, (ZORIO,V 1987) las carreteras imperiales coexistieron con la carretera Real Persa. Eran

amplias, bien construidas y cubiertas de piedra. Jugaron un papel análogo a las calzadas romanas

en Europa y Asia menor. La longitud de la red era de unos 3.200 km.

En la India también existían carreteras, así, se sabe (ZORIO,V 1987) que desde el 3.250 a. de J.C.

las ciudades de las regiones de Baluchistan y Penjab se encontraban pavimentadas. En el siglo

IV a de J.C. durante el imperio de Maurya se construyó la Carretera Real, que comenzaba en el

borde del Himalaya y atravesaba la región de Penjab, llegando a la ciudad de Prayag.

Fig. 1.5. Carretera Real (ZORIO,V 1987)

En la isla de Malta (ZORIO,V 1987) se construyó entre el 2000 y e 1500 a. de J.C. carreteras de

carril único formadas por dos acanaladuras en V cortadas en la arenisca del coral de la isla que

eran recorridas por carros con las ruedas introducidas dentro delas muescas y arrastrados por


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hombres. En Grecia, a partir del año 800 a. de J.C. también existieron este tipo de carreteras

pero con fines religiosos.

En la isla de Creta, (ZORIO,V 1987) durante la civilización minoica, 3000 a 1100 a. de J.C.

existieron carreteras, siendo la más importante la que iba desde Gortyna a Knossos. El firme era

de 3,6 m de ancho y la parte central estaba constituida por dos filas de placas de basalto de 5 cm

de espesor.

Fig. 1.6. Carreteras de Creta, Malta y Grecia (ZORIO,V 1987)

Una de las grandes impulsoras de la evolución de las carreteras fue la civilización romana,

dejando hasta hoy (y aún en buenas condiciones) una vasta red de carreteras. El camino más

antiguo es la vía Apia que data del 312 a.C., y la vía Faminia hacia el 220 a.C. (AMERGENCE

INTERACTIVE, 2001). De esta época data la mayor parte de la red de la península italiana: vía

Aurelia (241 a. J.C), vía Postumia (148 a. J.C), vía Emilia Scauri (109 a. J.C). Algunas redes

unen la red italiana a las provincias: vía Domitia (118 a. J.C) en Galia Narbonesa o via Egnatia

(146 a. J.C) en los Balcanes. Posteriormente, la red de vías se extiende por toda la cuenca

mediterránea y en gran parte de Europa y será implantada durante el Imperio. Augusto mandará

construir la vía Claudia Julia Augusta en Italia (13 a. J.C) y la vía Augusta (8 a. J.C), Tiberio

forjará la red africana, Trajano realizará la red balcánica, Adriano realizar una red británica. Así,

en la cumbre de su poder, el Imperio romano tenía un sistema de carreteras de unos 100.000 km,

consistente en 29 calzadas que partían de la ciudad de Roma, y una red que cubría todas las

provincias conquistadas importantes. Según la ley romana toda persona tenía derecho a usar las

calzadas romanas, pero los responsables del mantenimiento eran los habitantes del distrito por el


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que pasaba; cuando el imperio romano declinó, su red de caminos declinó con él. Sin embargo,

la calidad superior y la estructura de sus firmes han permitido que muchos caminos romanos

sobrevivan a este día.

Fig. 1.7. Vías Romanas de la región de Lazio: Via Aurelia, Via Appia, Via Severiana, Via

Flaminia. (AMERGENCE INTERACTIVO 2004)

El conocimiento de la historia y de la organización de las vías romanas es todavía muy

imperfecto. Se sabe, por ejemplo, que los que tomaban estas vías de comunicación conocían las

distancias que les separaban de su próxima etapa o de su lugar de encuentro mediante mojones

millares (los Romanos contaban en millas y no en kilómetros). Aún hoy en día pueden verse

mojones millares en los trazados de la mayoría de las vías, así, cabe citar los localizados en la

vía Augusta,en la vía Julia Augusta, en la vía Postumia, y en la vía Egnatia. La lentitud de los

desplazamientos en recorridos de varios cientos de kilómetros requería el uso de los albergues o

posadas: elementos arqueológicos que permiten hoy hacerse una idea de lo que eran estos

lugares de acogida (via Flaminia, via Egnatia). Las investigaciones arqueológicas que se llevan a

cabo en casi toda Europa permitirán sin duda avances importantes. Así, es necesario destacar

entre las últimas investigaciones presentadas, la tesis (MORENO, I. 2006), en la que afirma que la

Vía de la Plata no es una calzada romana sino que coincide con lo que fue la Cañada Real de la

Vizana sin ningún tipo de estructura viaria romana (III Congreso de Obras Públicas Romanas,

Astorga 2006).


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Fig. 1.8. Vías de la Hispania Romana (ENCICLOPEDIA ENCARTA 2004)

Las calzadas romanas tenían un espesor de 90 a 120 cm, y estaban compuestas cuatro capas

básicas (COLLINS, H.J. Y HART, C.A. 1936):

• Summa Crusta (emergencia). Bloques lisos, poligonales encajados en la capa

subyacente.

• Núcleo. Capa baja integrada por grava y arena ligada con mortero de cal.

• Rudus. La tercera capa estaba compuesta por piedras más pequeñas también ligadas con

mortero de cal.

• Statumen. Dos o tres niveles de piedras planas fijados con mortero de cal.


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Fig. 1.9. Calzada romana cerca de Radstock, Inglaterra.

(COLLINS, H.J. Y HART, C.A. 1936)

Como se puede ver, los firmes romanos eran gruesos. Las estimaciones actualizadas de la

construcción de la vía Apia son cerca de 2.000.000 € por el kilómetro (estimaciones puestas al

día por ROSE, A.C. 1935 y LEGER, A. 1875).

La primera incursión en los firmes modernos de hoy se le puede atribuir a Thomas Telford. El

sistema de Telford implicaba cavar una zanja e instalar cimientos de roca pesada (SMILES, S.

1904). Los cimientos se levantaban en el centro para que la carretera se inclinara hacia los

bordes permitiendo el desagüe. Así pues, la sección de firme de Telford (construida hacia 1780),

fue de 35 a 45 centímetros distribuidos generalmente en tres capas. La capa inferior o cimiento

de árido grueso (tamaño hasta 100 milímetros) y de un espesor de 7,5 a 18 centímetros.

(COLLINS, H.J. Y HART, C.A. 1936). Encima de esta capa se colocaban dos capas de áridos de

unos 65 milímetros de tamaño máximo y espesor de 15 a 25 cm y finalmente encima de esta una

capa de grava de 4 cm de grava densamente compactada. Se estima que este sistema soportaría

una carga cercana a 88 N/mm.


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Fig. 1.10. Sección de firme de Telford (COLLINS, H.J. Y HART, C.A. 1936)

Posteriormente, John MacAdam observó que la mayor parte de los caminos británicos

pavimentados en el siglo XIX estaban compuestos por grava redondeada (SMILES, S. 1904).

Utilizó una superficie inclinada del subsuelo para mejorar el drenaje, (McAdam mantenía que la

tierra bien drenada soportaría cualquier carga) en la cual puso árido angular (tamaño máximo de

75 milímetros) en dos capas para una profundidad total de cercana a los 20 centímetros (Gillette,

1906). Encima de esta capa se colocaban 50 milímetros de árido grueso con un tamaño máximo

de 25 milímetros. (COLLINS, H.J. Y HART, C.A. 1936). La razón de utilizar el tamaño de árido

máximo de 25 milímetros (1 pulgada) era proporcionar un pavimento “liso” para las ruedas del

carro. Así, la profundidad total de un pavimento típico del macadán era cerca de 250

milímetros.

El macadán fue bautizado con el dicho “ninguna piedra más grande de la que entrará en la boca

de un hombre debe entrar en un camino” (GILLETTE, H.P. 1906). La carga permitida más grande

para este tipo de diseño se ha estimado en 158 N/mm. El término “macadán” también se utiliza

para indicar el pavimento “de piedra” roto (BAKER, I.O. 1903). En 1850, cerca de 2.200

kilómetros de firmes tipo macadán estaban en funcionamiento en las áreas urbanas del Reino

Unido. El primer pavimento del macadán en los E.E.U.U. se construyó en Maryland en 1823.


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Fig. 1.11. Sección típica de carretera de Macadam (COLLINS, H.J. Y HART, C.A. 1936).

Sin embargo, los cimientos de tierra de las carreteras macadamizadas no pudieron soportar los

camiones pesados que se utilizaron en la I Guerra Mundial. Como resultado, para construir

carreteras de carga pesada se adoptó el sistema de Telford, ya que proporcionaba una mejor

distribución de la carga de la carretera sobre el subsuelo subyacente.

La popularidad de la bicicleta, que comenzó en la década de 1880, y la introducción del

automóvil una década más tarde, llevaron a la necesidad de tener más y mejores carreteras.

Como medida correctiva, se utilizó alquitrán de hulla, alquitrán, y aceites, como aglomerantes de

superficie en primer lugar, y como soportes de penetración en el firme de macadam en segundo

lugar. El primer firme de macadán recubierto con alquitrán se colocó en Nottingham (camino de

Lincoln) en 1848 (HUBBARD, P. 1910 Y COLLINS, H.J. Y HART, C.A. 1936). En aquel momento

este tipo de firmes se consideraban convenientes solo para el tráfico ligero, por lo que no se

utilizaban dentro de las ciudades. El alquitrán, procedente del carbón, se conocía en el Reino

Unido desde principios del siglo XIX ya que se obtenía como residuo de la iluminación por

medio de gas de carbón. Ésta es posiblemente una de las primeras veces que se han reciclado

materiales de desecho para su uso en un firme.

Poco después del proyecto de Nottingham, se construyeron firmes de macadán del alquitrán en

París (1854) y Knoxville, Tennessee (1866). En Washington 1871, se utilizó extensivamente un

“pavimento del alquitrán” realizado a partir de roas asfálticas y de asfaltos naturales, para la

construcción de carreteras (HUBBARD, P. 1910).


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Hacia 1870, como consecuencia del desarrollo de la industria del petróleo, se comenzaron a

emplear betunes de destilación para la fabricación de mezclas, pero no fue hasta finales del siglo

XIX, cuado el norteamericano C. Richardson, (KRAEMER ET AL, 1999) sentó las bases de la

tecnología de la pavimentación con mezclas bituminosas, aunque la industria de la fabricación

no se desarrolló hasta después de la primera guerra mundial. De la misma forma, durante la II

guerra mundial, las técnicas y los equipo para la fabricación de mezclas bituminosas se

desarrollaron enormemente, debido principalmente a las necesidades de construcción acelerada

de aeródromos militares.

En España, el uso de mezclas bituminosas comenzó muy temprano, con el uso de alquitrán en las

zonas peatonales de la Peatonales de la Puerta del Sol de Madrid (1847 a 1854), aunque hasta

1926, gracias al “Circuito Nacional de Firmes Especiales”, no se empezaron a utilizar de forma

habitual. (KRAEMER ET AL, 1999).

El transporte por carretera a partir de 1920 comenzó un rápido proceso de transformación a nivel

mundial, aumentando enormemente el tráfico, especialmente el tráfico pesado lo que motivó el

desarrollo de procedimiento de diseño de firmes y de nuevas tecnologías, tanto en Europa como

en América, para adaptar las carreteras a las nuevas y crecientes necesidades. El más conocido

de todos los métodos de dimensionamiento de firmes y practicas de construcción, es el “AASHO

Road Test” llevado a cabo en Ottawa (Illinois, USA) desde 1958 a 1960. Como resultado de

dicho ensayo se publicó en 1961 la guía provisional de dimensionamiento AASHO, (AASHO

Interim Design Guide). En ella se recogían los resultados de dicho ensayo y se introducían

conceptos como Nivel de Servicio, Ejes Equivalentes, etc, que luego se han empleado en todo el

mundo para el dimensionamiento de firmes. Asimismo la Guía incluía un método empírico de

cálculo de espesores de capas en función de la intensidad del tráfico pesado.


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2. CONCEPTO DE CARRETERA Y CONCEPTO DE FIRME

Una vez visto de forma sucinta el desarrollo de las carreteras y su devenir a lo largo del tiempo

estamos en disposición de concluir que una carretera es una estructura resistente con unas

características geométricas adecuadas. Los firmes de carreteras se proyectan con una calidad

inicial, sabiendo que el paso de vehículos generará un deterioro hasta umbrales inadmisibles, por

lo que será necesario un mantenimiento de la misma para evitar su ruina.

Pero una carretera es mucho más que todo esto, así, según la vigente ley 25/1988, de 29 de julio,

de Carreteras, se consideran carreteras las “vías de dominio y uso público proyectadas y

construidas fundamentalmente para la circulación de vehículos automóviles”, está constituida

por numerosos elementos tales como firme, señalización, drenaje, obras de paso, puentes,

viaductos, túneles, ornamentación, etc, y su destino es la unión de los diferentes territorios y

ciudades entre sí para permitir la movilidad de personas y productos entre ellos, favoreciendo sus

relaciones, desarrollando el comercio, la industria, el turismo, etc.

La importancia de las carreteras es muy alta, así como ejemplo, según datos del MINISTERIO DE

FOMENTO (2005), la red de carreteras españolas tiene una longitud total de 329.429 kms., de los

que 24.797 kms. son carreteras estatales y 71.502 pertenecen a las Comunidades Autónomas. El

resto de la red está formado por 64.660 kms., mantenidos por los Consejos Provinciales e

Insulares, y 168.470 kms. que pertenecen a los Ayuntamientos y varias agencias

gubernamentales como ICONA, el Ministro de Defensa, la Confederación Hidrográfica, etc. Las

vías de doble carril (autopistas de peaje, sin peaje y autovías) suman 11.099 kms, de los cuales,

2.450 pertenecen a las redes de carreteras de las Comunidades Autónomas.

El firme se define según la norma española 6.1 IC (MINISTERIO DE FOMENTO 2003), como el

conjunto de capas ejecutadas con materiales seleccionados y, generalmente, tratados, que

constituye la superestructura de la plataforma, resiste las cargas del tráfico y permite que la

circulación tenga lugar con seguridad y comodidad.


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Fig. 1.12. Capas de un firme actual de MBC típicas

(STEPHEN T. MUENCH, JOE P. MAHONEY, LINDA M. PIERCE ET AL 2003)

Un firme flexible está constituido por varias capas de distintos materiales. Cada capa recibe las

cargas de la capa anterior, absorbiendo parte y pasando el resto de estas cargas a la capa inferior.

Para aprovechar este reparto de cargas, las capas materiales se colocan por lo general según la

capacidad portante necesaria, es decir, las capas inferiores tendrán una capacidad portante menor

que las superiores. Llamamos pavimento a la parte superior de un firme, que debe resistir los

esfuerzos producidos por la circulación, proporcionando a ésta una superficie de rodadura

cómoda y segura.

Como esquema general, (NAPA 2001 y MINISTERIO DE FOMENTO 2003) podemos distinguir en

un firme flexible las siguientes capas:

• Capa superficial o pavimento. Es la capa superior y la que entra en contacto con el

tráfico. Puede estar compuesta de una o varias subcapas, todas ellas constituidas por

Mezclas Bituminosas en Caliente (HMA) . Se distinguen dos subcapas:

Capa de rodadura: Capa superior o única de un pavimento de mezcla

bituminosa.

Capa intermedia: Capa de un pavimento de mezcla bituminosa situada

debajo de la capa de rodadura.


21

• Capa inferior o base. Ésta es la capa que se encuentra directamente debajo de la capa de

HMA y está constituida generalmente por áridos, con o sin cemento, aunque también

puede estar constituida por mezcla bituminosa. Su misión es eminentemente estructural.

• Capa de Subbase. Ésta es la capa (o capas) que se encuentran por debajo de la capa de

base. No siempre es necesaria. Su misión es contribuir a la resistencia estructural dada

por la base, aunque también cumple otras misiones como evitar la ontaminación del

subsuelo del pavimento con materiales procedentes de la explanada, mejorar el drenaje,

reducir los daños por heladas, así como proporcionar una plataforma de para la

construcción. Los materiales a utilizar son de baja calidad comparados con los de las

capas superiores pero mejores que los suelos del que se encuentran en el subsuelo.

Fig. 1.13. Transmisión de carga entre capas del paquete de firmes

(STEPHEN T. MUENCH, JOE P. MAHONEY, LINDA M. PIERCE ET AL (2003)

El firme de una carretera se apoya directamente sobre la explanada, que es la superficie sobre la

que se apoya el firme, no perteneciente a su estructura, y a la que se le exigen una serie de

requisitos estructurales por lo que la explanada puede ser natural o estar mejorada mediante

aporte de suelos de buena calidad o con técnicas de estabilización in situ de los mismos.


22

Como se ha visto, el firme se utiliza para evitar la acción directa de las cargas producidas por los

vehículos de transporte sobre ésta, ya que suelen ser de varias toneladas por rueda, con presiones

de 0,6 a 1 Mpa en lo grandes vehículos de transporte de viajeros y mercancías, (KRAMER, C. ET

AL, 2004) lo que produciría en poco tiempo importantes deformaciones. Por otra parte, los

esfuerzos tangenciales superficiales que se producen en la capa más externa del firme, llamada

capa de rodadura o simplemente rodadura, y el hecho de encontrarse la carretera a la intemperie,

darían lugar a una superficie deslizante e inestable en tiempo lluvioso y polvorienta e irregular

en tiempo seco. En suma, el camino sería incómodo y peligroso, con una necesidad de

conservación relativamente frecuente y costosa; además, los vehículos tendrían que rodar a

pequeña velocidad. Por todo ello, el firme tiene que cumplir las siguientes funciones:

- Proporcionar una superficie de rodadura segura, cómoda y de características

permanentes bajo las repetidas cargas del tráfico a lo largo de un período de tiempo

suficientemente largo.

- Resistir las solicitaciones del tráfico pesado repartiendo las presiones verticales

ejercidas por las cargas, para que a la explanada solo llegue una carga inferior a su

capacidad de soporte, y las deformaciones producidas en ella y en las distintas capas

del firme deben ser admisibles, teniendo en cuenta la repetición de las cargas y la

resistencia ala fatiga de los distintos materiales.

- Proteger la explanada de la intemperie, en particular de la acción del agua y su

incidencia en la disminución de la resistencia al esfuerzo cortante en suelos, así como

la protección a los efectos e los ciclos de hielo y deshielo de la misma.


23

3. CONCEPTO DE MEZCLA BITUMINOSA

Actualmente existe una gran variedad de firmes, que se clasifican en dos grandes grupos de

acuerdo a los materiales que los componen y a la forma que tienen de distribuir los esfuerzos y

deformaciones generados por el tráfico:

- Firmes flexibles, que están constituido por una serie de capas de materiales con

resistencia a la deformación decreciente con la profundidad, de forma análoga a la

disminución de tensiones transmitidas.

- Firmes rígidos, que tienen una capa de hormigón que aseguran la función resistente.

Por su mayor rigidez, distribuyen las cargas verticales sobre un área grande y con

tensiones reducidas.

La actual normativa española 6.3 IC sobre rehabilitación de firmes (MINISTERIO DE FOMENTO

2003) clasifica a su vez los firmes en:

- Firmes flexibles, que son los constituidos por capas granulares no tratadas y

materiales bituminosos en un espesor inferior a 15 cm.

- Firmes semiflexibles, en los que el espesor de los materiales bituminosos sobre capas

granulares no tratadas iguala o supera los 15 cm

- Firmes semirrígidos, son los constituidos por materiales bituminosos en cualquier

espesor sobre una o más capas tratadas con conglomerantes hidráulicos o

puzolánicos, siendo el espesor conjunto de éstas igual o superior a 18 cm y con un

comportamiento que garantice todavía una contribución significativa a la resistencia

estructural del conjunto del firme.

- Firmes rígidos: Son los constituidos por pavimento de hormigón, generalmente losas,

(existe también el pavimento continuo de hormigón), que se pueden colocar


24

directamente sobre la explanada o bien sobre un capa soporte que puede estar o no,

tratada.

- Otros tipos de firmes: Existen otros firmes constituidos a base de adoquines, losas,

aceras, etc

La mayor parte de los firmes están constituidos, en sus capas superiores, por materiales

compuestos bituminosos, por lo que el presente estudio se centrará en ellos.

Tabla 1.1 Producción mundial de firme bituminoso.

ASPHALT IN FIGURES (2004)


25

Las mezclas bituminosas se pueden clasificar de diversas formas, así, según KRAMER, C. ET AL

(1999) podemos distinguir:

a) por la temperatura de puesta en obra:

- Mezclas en caliente, que se fabrican con betunes asfálticos a temperaturas más o

menos elevadas, en general, en torno a lo 150 ºC

- Mezclas en frio, en las que el ligante suele ser una emulsión bituminosa y la puesta en

obra se realiza a temperatura ambiente.

b) por el porcentaje de huecos de la mezcla:

- Densas (2 - 6 %) (D-12, D-20), siendo 12 y 20 los tamaños máximos nominales

- Semidensas ( 6 - 12 %) (S-12, S-20, S-25)

- Gruesas (> 12%) (G-20, G-25)

- Drenantes (> 20%) (PA-12)

c) por el tamaño del árido:

- Mezclas gruesas (> 20 mm)

- Mezclas finas (10 ÷ 20 mm)

- Microaglomerados (< 10 mm)

d) por la granulometría:

- Mezclas continuas (curva continua)

- Mezclas discontinuas (curva discontinua)

e) por la estructura del árido:

- Sin esqueleto mineral (poco uso en España), la resistencia de estas mezclas es debida

únicamente a la cohesión de la masilla o betún.

- Con esqueleto mineral, en las que la componente de la resistencia debida al

rozamiento interno de los áridos es notable


26

f) por el tipo de ligante empleado:

- Convencionales (betunes normales)

- Especiales (betunes modificados)

Combinando estos criterios de clasificación, se obtiene diversos tipos de mezclas, siendo los más

utilizados:

• Hormigones bituminosos en caliente.(También llamadas mezclas bituminosas en caliente

o Hot Mix Asphalt –HMA- en inglés) Son el tipo más generalizado. Se usan tanto en vías

urbanas como en carreteras convencionales, autopistas y aeropuertos, y se utilizan tanto

para capas de rodadura como para las capas inferiores. Se fabrican con betunes asfálticos

normales o modificados, variando la proporción del ligante según la granulometría y el

uso de la mezcla, de un 3% a un 6% sobre la masa del árido. Son siempre de

granulometría continua, de forma que las partículas más finas rellenan lo huecos que

dejan las más gruesas, y todas ellas están recubierta por una película continua de ligante.

Hay que tener en cuenta en esta mezclas que son muy sensibles al contenido de ligante,

de forma que una pequeña variación puede producir cambios importantes en su

comportamiento reológico.

• Mezclas en frío: Están fabricadas con emulsiones bituminosas. Su principal campo de

aplicación es la construcción y conservación de carreteras secundarias, ya que no

garantizan una alta calidad para su uso en carreteras principales. Las más utilizadas son

las de tipo abierto, formadas fundamentalmente por un árido grueso y una emulsión

bituminosa, con una baja proporción de árido fino, lo que produce una elevada

proporción de huecos, de forma que en ellas existe una estructura mineral que resiste

fundamentalmente por rozamiento interno. Cuentan con una gran flexibilidad, por lo que

se utilizan para capas de pequeño espesor (hasta 5 cm), dispuestas sobre capas granulares

con baja intensidad de tráfico. La proporción de betún asfáltico residual está en torno al

2,5 – 3% sobre la masa de árido. También existen la mezclas densas en frío, mucho

menos utilizadas. Se fabrica con emulsiones de rotura lenta sin fluidificante, (separación

del betún y del agua por evaporación o por reacción química, formando el betún una


27

película continua; no confundir con el curado de los betunes fluidificados) no pueden

abrirse a la circulación hasta que han alcanzado una resistencia suficiente. A este proceso

de aumento paulatino de la resistencia se le llama maduración y consiste básicamente en

la evaporación del agua procedente de la rotura de la emulsión con el consiguiente

aumento de cohesión de la mezcla; este proceso es relativamente lento debido a la

granulometría cerrada del árido que hace que la mezcla tenga una pequeña proporción de

poros.

• Mezclas porosas o drenantes, que tienen una proporción muy elevada de huecos (20 al

30%) lo que les da gran permeabilidad, por lo que se usan en capas de rodadura de

espesores hasta 4 cm, con lo que se consigue que el agua de lluvia caída sobre la calzada

se evacue rápidamente por infiltración. La impermeabilización de las capas inferiores y

del cimiento se consigue mediante la capa inmediatamente anterior. Para su confección

se suelen utilizar betunes modificados por su mayor adhesividad, aunque también existe

experiencia con betunes convencionales para tráficos de no excesiva intensidad. Los

principales problemas son las heladas, que los disgregan, y la colmantación de sus poros

a lo largo de su vida útil, lo que obliga a mayores gastos de conservación y

mantenimiento.

• Microaglomerados, que son mezclas con un tamaño máximo de árido inferior a 10 mm,

por lo que se suelen usar en capas de pequeño espesor, y no aportan características

estructurales al firme, sino que sirven por lo general para realizar tratamientos

superficiales en operaciones de mantenimiento, impermeabilización y conservación.

• Mezclas sin esqueleto mineral, son las llamadas masillas y asfaltos fundidos en os que

existe una elevada proporción de polvo mineral y de ligante, de forma que el árido grueso

se encuentra disperso en la masilla que se forma, por lo que este tipo de mezclas no

trabajan por rozamiento interno sino que su resistencia está dada por la cohesión que

proporciona la viscosidad de la masilla. Se suelen utilizar en lugares donde es

absolutamente necesaria la impermeabilidad de las capas, esto es, en países con clima

frío y húmedo, tanto en tableros de puentes como en vías urbanas e incluso aceras.


28

Mezclas de alto módulo, son también hormigones bituminosos en caliente pero con un elevado

módulo de elasticidad (del orden de 13.000 Mpa a 20ºC, mientras que las mezclas normales

suelen tener un módulo del orden de 6.000 Mpa a la misma temperatura), por lo que se suelen

utilizar como capas de base. Se fabrican con betunes muy duros (penetración 10/20), tanto

convencionales como modificados, y con una dotación de alrededor del 6% sobre la masa de

áridos; la dotación de polvo mineral es alta también (8 al 10%). Su resistencia a fatiga también

es elevada y se suelen utilizar en capas de gran espesor, de 8 a 15 cm.

3.1. Materiales constituyentes

Las mezclas bituminosas o aglomerados asfálticos, son materiales compuestos que están

formados por una combinación de áridos (refuerzo) y un ligante hidrocarbonado (matriz), de

forma que las partículas áridos quedan cubiertas por una película continua de dicho ligante

(también llamado betún).

3.1.1. La Matriz

La matriz de las mezclas bituminosas lo constituyen los ligantes hidrocarbonados, entre los que

distinguimos los betunes y los asfaltos. Su diferencia estriba tanto en su origen (Los betunes

provienen de la destilación del petróleo y los asfaltos provienen de la destilación del carbón

hulla) como en si la solubilidad que presentan en tolueno es total (betunes) o no (asfaltos).

Actualmente, ha caído en desuso la utilización de asfaltos, extendiéndose por el contrario la del

betún, por lo que nos centraremos en su descripción.

Podemos entonces definir el betún como un material orgánico, adherente e impermeabilizante,

muy viscoso y casi sólido, no cristalino, prácticamente no volátil, y de color negro. Son

semisólidos o sólidos a temperatura ambiente, y su manipulación requiere su calentamiento para

reducir su consistencia a valores admisibles para la operación a realizar. Tienen además unas

propiedades aglomerantes características. (Vademecum Protección Civil y Emergencias)


29

Se obtiene como el residuo no volátil de la destilación del petróleo crudo o por separación como

el refinado de un aceite residual en un proceso de descarbonización.

Los betunes son una mezcla de hidrocarburos como pueden ser los nafténicos, parfínicos y

aromáticos, que tienen un peso molecular elevado, y una proporción relativamente grande de

hidrocarburos con un número de carbonos en su mayor parte superior a C25 (alta relación de

carbono oxigeno). Los principales componentes del betún son por tanto el carbono y el

hidrógeno y, en mucha menor proporción, oxígeno, nitrógeno, azufre y metales pesados, como

níquel y vanadio.

Desde el punto de vista de su naturaleza, son sistemas coloidales cuya fase discontinua o

dispersa está formada por asfaltenos y resinas asfálticas. (Los conjuntos de aceites y resinas se

denominan maltenos).

C: Carbonos. R: cadenas alifáticas, nafténicas o carbono – aromáticas

Fig. 1.14. Estructura química de las fracciones de asfaltenos del betún

Los betunes se suelen clasificar por su penetración según la norma NLT-124 (CEDEX 1992-

2000), que no es otra cosa que la distancia en décimas de milímetro, que penetra verticalmente

una aguja normalizada en condiciones definidas de carga, tiempo y temperatura, siendo

habitualmente estas condiciones 25ºC, durante un tiempo de 5 s y con una carga móvil total,

incluida la aguja, de 100g.


30

Dentro de los betunes, asimismo debemos distinguir una serie de betunes especiales, a saber:

- Betún fluidificado: Derivado del betún obtenido por adición a éste de aceites o

fluidificantes relativamente volátiles (ligeros) provenientes de la destilación del

petróleo, y teniendo por tanto una viscosidad reducida. El fluidificante por tanto, no

es más que un aditivo que se elimina posteriormente, durante el curado, por

evaporación y que sirve principalmente, para facilitar la puesta en obra, quedando al

final solamente el betún primitivo.

- Betún fluxado: Derivado del betún obtenido por adición a éste de aceites

relativamente no volátiles provenientes de la destilación del carbón (hulla).

- Betún modificado Betún cuyas propiedades reológicas han sido modificadas durante

su elaboración mediante el empleo de un agente químico como por ejemplo el caucho

natural, polímeros sintéticos, azufre, y ciertos compuestos organometálicos. Es

necesario reseñar que al oxígeno y los catalizadores de oxidación, así como a las

fibras y polvos inorgánicos no se les considera como agentes modificadores del

betún. Los betunes modificados pueden ser empleados directamente o en forma

fluidificada, de emulsiones o como mezclas con asfalto natural.

Los ensayos más utilizados para identificar y comprobar el producto son:

- Penetración, definida en la norma NLT-124 (CEDEX 1992-2000) y ya expliacada

anteriormente.

- Indice de penetración, definido en la norma NLT-181 (CEDEX 1992-2000). Este

índice se calcula a partir de los valores de penetración y de punto de

reblandecimiento de anillo y bola y proporciona un criterio de medida sobre la

susceptibilidad del betún a los cambios de temperatura y a su comportamiento

reológico. (IP > 1 poca susceptibilidad a la temperatura y cierta elasticidad, IP < -1

mayor susceptibilidad a la temperatura y comportamiento más viscoso. IP entre 1y –

1, características intermedias).


31

- Punto de reblandecimiento Anillo y Bola, definido en la norma NLT-125 (CEDEX

1992-2000), es la temperatura a la que un disco de betún se reblandece hasta permitir

que una pequeña bola de acero, apoyada en su superficie cae a través de él. Es un

medida de la temperatura a la que el betún tiene una fluidez determinada.

- Punto de fragilidad Fraass, definido en la norma NLT 182 (CEDEX 1992-2000), y

consiste en someter a una película del material que recubre una placa de acero, a

sucesivos ciclos de flexión a temperaturas decrecientes. El punto de fragilidad Fraass

es la temperatura, en ºC, en la que, a causa de la rigidez que va adquiriendo el

material al enfriarse, se observa la primera fisura o rotura en la superficie de la

película.

- Ductilidad, definido en la norma NLT 126 (CEDEX 1992-2000). El procedimiento

consiste en someter a una probeta de material bituminoso a un ensayo de tracción, a

una velocidad de 50 mm por minuto y a una temperatura de 25 ºC, definiéndose la

ductilidad como la distancia máxima a la que se estira la probeta hasta el instante e la

rotura.

- Solubilidad en Tolueno, definido en la norma NLT 130 (CEDEX 1992-2000), que

debe ser como mínimo de un 99,5%.

- Contenido en agua, definido en la norma NLT 123 (CEDEX 1992-2000). El método

se basa en la destilación a reflujo de una muestra del material bituminoso, juntamente

con un disolente volátil no miscible con el agua, el cual, al evaporarse, facilita el

arraste del agua presente, separándose de ella al condensarse.

- Punto de inflación, definido en la norma NLT 127 (CEDEX 1992-2000). El ensayo

consiste en calentar de forma regulada un vaso con el material bituminoso, haciendo

pasar periódicamente cerca de su superficie una pequeña llama, hasta que se produce

el primer destello de inflamación de los vapores.

- Densidad relativa, definido en la norma NLT 122 (CEDEX 1992-2000). Es la razón

entre la masa de un determinado volumen de ligante y la masa de un volumen igual

de agua a una determinada temperatura (25ºC)

En el Pliego de Prescripciones Técnicas Generales para Obras de Carreteras y Puentes, PG3

(BUSTOS G. Y PÉREZ E. 2004), en su artículo número 211, betunes asfálticos, se definen los

límites que deben cumplir los betunes a utilizar para la fabricación de mezclas bituminosas.


32

B 13/22 B 40/50 B 60/70 B 80/100 B 150/200 B 200/300Caracteristicas Unidad

Norma

NLT Mín. Máx. Mín. Máx. Mín. Máx. Mín. Máx. Mín. Máx. Mín. Máx.

Betún_original

Penetracion_25ºC_ 100g_5s 0,1

mm 124 13 22 40 50 60 70 80 100 150 200 200 300

Indice_de_penetración 181 -1 +1 -1 +1 -1 +1 -1 +1 -1 +1 -1 +1

Punto_de_reblandecimiento

Anillo_y_Bola ºC 125 60 72 52 61 48 57 45 53 38 45 34 41

Punto_de_fragilidad_frass ºC 182 +1 -5 -8 -10 -15 -20

a_15ºC 100 Ductilidad_5cm/min

a_25ºC cm

126 10 70 90 100 100

Solubilidad_en_ tolueno % 130 99,5 99,5 99,5 99,5 99,5 99,5

Contenido_en_agua_(en_

vol) % 123 0,2 0,2 0,2 0,2 0,2 0,2

Punto_de_inflacion ºC 127 235 235 235 235 220 175

(*) Densidad_relativa

25ºC/25ºC* 122 1,0 1,0 1,0 1,0 1,0 0,99

(*) Valores orientativos

Tabla 1.2 Valores límite de los betunes que forman una mezcla bituminosa.

(BUSTOS G. Y PÉREZ E. 2004)

3.1.2. El refuerzo

El refuerzo de las mezclas bituminosas lo constituyen los áridos, también llamado comúnmente

esqueleto mineral. El árido es un término general que engloba a los materiales minerales tales

como arenas, gravas y piedras procedentes del machaqueo que se utilizan para la fabricación de

las mezclas bituminosas.


33

Dentro de los áridos distinguiremos tres tamaños: áridos gruesos (fracción de tamaño por encima

de 2 mm), el árido fino (fracción de tamaño menor de 2 mm) y el filler o polvo mineral (fracción

mineral menor de 63 μm).

En general, los áridos pueden ser naturales o artificiales. Los áridos naturales proceden del

machaqueo formaciones rocosas que se suelen extraer a través de una excavación abierta

(mina). La roca extraída se reduce a los tamaños adecuados por medio del machaqueo

mecánico. Los áridos artificiales normalmente son subproductos de otras industrias tales como

las escorias (subproducto del proceso metalúrgico - producido típicamente de procesar el acero,

la lata y el cobre).

En cuanto a las rocas de las que provienen los áridos, según su origen geológico pueden ser

(ROBERTS, F.L.; KANDHAL, P.S.; BROWN, E.R.; LEE, D.Y. Y KENNEDY, T.W. 1996):

- Roca ígnea. Son de tipo cristalino y se forman por el enfriamiento lento del material

fundido de debajo de la corteza de terrestre (magmas).

- Rocas sedimentarias. Las rocas sedimentarias son rocas que se forman por

acumulación de sedimentos, formando capas o estratos, que, sometidos a procesos

físicos y químicos, se convierten en un material de cierta consistencia. Pueden

formarse a las orillas de los ríos, en el fondo de barrancos, valles, lagos y mares, y en

las desembocaduras de los ríos. Por su composición mineralógica se clasifican en

arcillosas (arcilla, marga), calizas (creta, caliza), silíceas (arena, arenisca), orgánicas

(carbón mineral), salinas (yeso, sal gema y otras sales precipitadas por el agua).

- Roca metamórfica. Esta clase de rocas tiene su origen en el metamorfismo tanto de

las rocas ígneas como de las sedimentarias. Es decir, que por acción del calor y / o de

la presión cambian su estructura mineral convirtiéndose en rocas diferentes de la

roca original.

La composición mineral del árido determina en gran parte sus características físicas así como el

comportamiento de la mezcla bituminosa resultante, por lo que al elegir los áridos, es muy

importante conocer las características mineralógicas de la roca de la mina de donde procede.

CORDON, W.A. (1979) proporciona algunas pautas generales para el uso de áridos en las

mezclas bituminosas en caliente.


34

Tipo de la roca Dureza Resistencia a disgregarse1,2

Textura superficial Forma machacada

Ígneo

Granito Suficiente Suficiente Suficiente Suficiente

Sienita Bueno Suficiente Suficiente Suficiente

Diorita Bueno Suficiente Suficiente Bueno

Basalto Bueno Bueno Bueno Bueno

Diaclasa Bueno Bueno Bueno Bueno

Roca ígnea Bueno Bueno Bueno Bueno

Sedimentario

Piedra caliza Pobre Bueno Bueno Suficiente

Piedra arenisca Suficiente Bueno Bueno Bueno

Chert Bueno Suficiente Pobre Bueno

Pizarra Pobre Pobre Suficiente Suficiente

Metamórfico

Gneis Suficiente Suficiente Bueno Bueno

Esquisto Suficiente Suficiente Bueno Suficiente

Pizarra Bueno Regular Suficiente Suficiente

Cuarcita Bueno Regular Bueno Bueno

Mármol Pobre Bueno Suficiente Suficiente

Serpentina Bueno Suficiente Suficiente Suficiente 1 Las mezclas fabricadas con áridos hidrófilos (absorben aguan) tienden a disgregarse más fácilmente ya

que el agua sustituye más fácilmente la película de betún sobre cada partícula de árido. 2 Los áridos recién machacados contienen un gran número de enlaces iónicos rotos por lo que las mezclas

fabricados con ellos tienden a disgregarse más fácilmente.

Tabla 1.3 Uso de áridos en mezclas bituminosas en caliente.


35

Generalmente la relación entre las características mineralógicas de la mezcla y sus características

físicas son muy complejas, por lo que es muy difícil predecir con exactitud como se comportará

basándose únicamente en las características mineralógicas.

Las características físicas de los áridos tienen un efecto directos sobre el comportamiento de los

firmes. Las características más comunes son (ROBERTS, F.L.; KANDHAL, P.S.; BROWN, E.R.;

LEE, D.Y. Y KENNEDY, T.W. 1996):

- Granulometría y tamaño del árido: Es una característica fundamental ya que influye

en la resistencia mecánica de la mezcla, y no es más que la distribución de tamaños

de las partículas que componen el árido, para lo que se separan las partículas que lo

componen haciéndolo pasar a través d una serie de tamices dispuestos sucesivamente

de mayor a menor abertura de malla, según lo especificado en la norma NLT-150. La

granulometría óptima depende del material a fabricar, de las características que se

desea que tenga, de las cargas que se le van a aplicar, de los factores ambientales a

los que va a estar expuesto, de los materiales componentes, etc. Se ha sancionado por

la práctica la utilización de una serie de husos granulométricos, según el material a

fabricar, dentro de los que debe encontrarse la granulometría delos áridos a utilizar.

Fig. 1.15. Huso granulométrico para mezclas bituminosas tipo S-12

0

20

40

60

80

100

% Q

UE

PA

SA

T am año de las partícu las en m m

40 25 20

12.5 8 4

0.5

0.25

0.12

5

0.06

3


36

- Dureza y resistencia a la fragmentación: Los áridos experimentan un gran desgaste,

llegando a romperse durante su vida útil por lo que generalmente deben ser duros y

bastante resistentes para resistir el machaqueo, degradación y desintegración de

cualquier actividad asociada incluyendo la fabricación, el almacenamiento, la

producción, la colocación, y la compactación (ROBERTS, F.L.; KANDHAL, P.S.;

BROWN, E.R.; LEE, D.Y. Y KENNEDY, T.W. 1996). Además, deben de transmitir

adecuadamente las cargas de la superficie del firme a las capas subyacentes. Los

áridos que no suficientemente resistentes a la fragmentación y al pulimento pueden

causar un fallo estructural prematuro y / o una pérdida de adherencia superficial.

Existen muchos ensayos para evaluar estas características, siendo el más común el

ensayo realizado en la máquina de Los Ángeles (UNE-EN 1097-2), que consiste en

un cilindro hueco que gira alrededor de su eje horizontal en el que se introduce el

árido a ensayar y una serie de bolas de fundición o acero cuya masa total depende de

la granulometría del árido, y que se hace girar a una velocidad constante durante un

determinado número de vueltas, calculándose el coeficiente de Los Ángeles como la

diferencia entre la masa original de la muestra y la masa al final del ensayo,

expresada en tanto por ciento.

- Forma de las partículas: La forma de las partículas gruesas afecta fundamentalmente

a la resistencia del esqueleto mineral. Según su forma, las partículas se clasifican en

redondeadas, cúbicas, lajas y agujas. Las lajas y agujas se pueden romper fácilmente

durante la compactación o durante la vida útil de la mezcla por lo que se limita su

proporción, no debiéndose sobrepasar, en términos generales, el 30% en peso. El

procedimiento de ensayo se encuentra recogido en la norma NLT – 161, definiéndose

como índice de lajas y agujas, respectivamente, el porcentaje en peso de las partículas

que son lajas (su dimensión mínima es menor que 3/5 de la dimensión media) y

agujas (dimensión máxima es superior a 9/5 de la dimensión media) respectivamente.

Su determinación práctica se realiza haciendo pasar la fracción de áridos ensayada

por dos calibres metálicos, uno de ranuras alargadas (lajas) y otro de barras de

diferente altura (agujas).


37

- Limpieza y adhesividad: La superficie de los áridos, debe estar exenta de polvo,

suciedad, arcilla, etc, ya que si están contaminados pueden ser sensibles a la acción el

agua e incluso aparecer problemas de adhesividad con los ligantes hidrocarbonados.

Para cuantificar la limpieza de los áridos se utiliza el coeficiente de limpieza, en el

que se separa por lavado el polvo adherido a la superficie de las partículas, estando

limitado en los áridos gruesos al 0,5% en peso (UNE 146130), debiendo los áridos

finos (partículas inferiores a 2 mm) estar exentos de terrones de arcilla, materia

vegetal, marga y otras materias extrañas.

- Textura de la superficie: La resistencia al pulimento de los áridos, es decir, a perder

su asperea es importante desde el punto de vista de la resistencia al deslizamiento

neumático – pavimento, por lo que es muy importante si dichos áridos se van a

utilizar en capas de rodadura. Para evaluarlo se utilizan ensayos como el definido en

la norma UNE 146130, que no es más que someter a una probeta de material, en la

máquina e pulimento acelerado a unos ciclos de pulimento con una serie de

materiales abrasivos normalizados.

Las características físicas de los áridos pueden cambiar fácilmente. Así, por ejemplo, un árido

nuevamente machacado puede contener más polvo y así perder sus propiedades de ligazón con el

betún para formar una mezcla bituminosa que uno que se ha machacado, lavado y almacenado

previamente.

En España, las características de los áridos a utilizar para las mezclas bituminosas está fijado en

el artículo 542, Mezclas Bituminosas del Pliego de Prescripciones Técnicas Generales para

Obras de Carreteras y Puentes, PG3, (BUSTOS G. Y PÉREZ E. 2004) pudiendo emplearse como

áridos, el material procedente del reciclado de mezclas bituminosas en caliente en proporciones

inferiores al diez por ciento (10%) de la masa total de mezcla.

Por último, reseñar en cuanto al filler o polvo mineral que, debido a su elevada superficie

específica, juega un importante papel en el comportamiento de la mezcla bituminosa según su

naturaleza, finura, actividad y proporción en la que entra a formar parte de la mezcla. En cuanto

a su origen, puede ser propio, es decir procedente de la trituración de los propios áridos que


38

integran la mezcla o de aportación, para lo que se utilizan productos pulverulentos tales como

cales, cementos, cenizas volantes, etc. En cualquier caso, es necesario tener en cuenta que debe

de tratarse de un material no plástico.

3.2. Fabricación y puesta en obra

La fabricación de las mezclas bituminosas se realiza en centrales específicas, siendo actualmente

las planta más utilizadas de tipo discontinuo (dosificación por amasadas), en la que se almacenan

por una parte el betún en una serie de depósitos y por otra los áridos separados por tamaños en

diferentes tolvas. Dichos áridos se mezclan en frío (volumétricamente) de acuerdo a la fórmula

de trabajo especificada, secándose y calentándose posteriormente en el denominado tambor –

secador, llegando a alcanzar temperaturas de hasta los 150 – 200 ºC para facilitar su envuelta

posterior con el betún, el filler de aportación y los aditivos en el mezclador, al que llegan por un

elevador de cangilones después de sufrir una segunda dosificación, esta vez en peso y en

caliente.

Fig. 1.16. Planta de fabricación de mezcla bituminosa en caliente de tipo discontinuo.

Una vez realizada la mezcla, se realiza el transporte en camiones basculantes de modo que

la temperatura de la mezcla que llega al tajo no sea inferior a la recomendada, por lo cual

los camiones deben estar provistos de lona.


39

Previo a la extensión de las capas de M.B.C. se deberán de ejecutar los riegos de imprimación (si

se extiende sobre una superficie formada por material granular) o de adherencia (si sen extiende

sobre una superficie formada por material bituminoso u hormigón) según corresponda, y se

deberá dejar transcurrir el tiempo de rotura necesario.

El extendido se realiza con unas máquinas específicas denominadas extendedoras, que constan

de una tolva, a la que vierten los camiones volquete el material, y una unidad de puesta en obra

que realiza la extensión de la mezcla bituminosa y la precompacta.

Es necesario resaltar que no se debe realizar el extendido cuando se produzcan precipitaciones

intensas, ni cuando la temperatura ambiente sea inferior a 5 º C para evitar pérdidas de calidad

del material.

Una vez extendido el material, se procede a su compactación, que comenzará tan pronto como se

observe que la mezcla puede soportar la carga sin arrollamientos o desplazamientos indebidos,

iniciándose por el borde más bajo de la sección transversal, en bandas longitudinales de 70 a 120

mts. solapando cada banda con la contigua. Para ello, habitualmente se utiliza un rodillo

metálico vibratorio, finalizando esta con un compactador de neumáticos a alta presión (0,8-1

Mpa), aunque otras veces se utilizan rodillos mixtos metálicos-neumáticos.

Fig. 1.17. Extendido y compactación de una mezcla bituminosa en caliente.


40

2. METODOLOGÍA DEL DISEÑO DEL FIRME.

El dimensionamiento del firme es el proceso mediante el cual se determinan las distintas capas

que constituyen el firme y los espesores de las mismas, de forma que se alcance una vida en

servicio determinada y que su coste sea mínimo.

Al diseñar el firme, hay tres parámetros fundamentales a considerar:

• Las características de la explanada o del suelo sobre el cual se coloca el pavimento, que

tendrá un impacto grande en diseño estructural. Las características de rigidez y drenaje

del subsuelo ayudan a determinar el espesor de capa del pavimento, el número de capas,

las restricciones estacionales de carga, etc


41

• Las cargas aplicadas, el tráfico previsto se utiliza para determinar la composición del

pavimento, las características de las capas, y su grosor, que afecta a la vida del

pavimento.

• Los factores ambientales, tienen un gran impacto en el funcionamiento del material, ya

que afectan a su durabilidad y a su reología.

1. PARÁMETROS A CONSIDERAR

1.1. Características de la explanada

El fallo o éxito de un firme depende a menudo de la explanada o suelo subyacente, es decir, del

material sobre el cual se construye la estructura del pavimento. Los suelos se componen de una

amplia gama de materiales aunque algunos son mucho mejor que otros.

Fig. 2.1. Preparación del suelo o explanada


42

Fig. 2.2. Grieta debido a fallo de la explanada

El funcionamiento de la explanada depende generalmente de:

1. Capacidad portante. La explanada debe poder soportar las cargas transmitidas por la

estructura del firme. Esta capacidad portante depende del grado de compactación, del

contenido de agua, y del tipo del suelo. Una explanada con alta capacidad cortante y

baja deformación se considera bueno.

2. Contenido de agua. La humedad afecta a un gran número de características de la

explanada, incluyendo la capacidad portante, así como la contracción y el hinchamiento

del suelo. El contenido de agua depende del drenaje, elevación de la cota del agua

subterránea, de la infiltración, y de la porosidad del firme (que puede existir por las

grietas en el firme). Generalmente, los suelos excesivamente húmedos se deformaran en

exceso bajo la influencia de cargas.

3. Contracción e hinchamiento. Algunos suelos se contraen o hinchan dependiendo de su

contenido de agua. Además, los suelos con contenido excesivo en finos suelen ser

susceptibles a las heladas, que tienden a agrietar el firme colocado sobre ellos debido a

los continuos ciclos hielo – deshielo y su consecuente contracción e hinchamiento.


43

Cuando la explanada a utilizar no tiene las características adecuadas, existen varios métodos para

mejorar su funcionamiento:

• Retirada y sustitución (sobre-excavación). El suelo pobre de la explanada se

puede quitar y sustituir por terraplén de la alta calidad, lo que puede llegar a ser

muy costoso.

Índice de plasticidad del suelo

Profundidad de la sobre-excavación

10 – 20 0.7 metros (2 pies) 20 – 30 1.0 metros (3 pies) 30 – 40 1.3 metros (4 pies) 40 – 50 1.7 metros (5 pies)

Más de 50 2.0 metros (6 pies)

Tabla 2.1. Recomendaciones de sobre-excavación (CAPA 2000)

• Estabilización con una capas tratadas con cemento, cal o betún. La adición en

una capa apropiada de cal, cemento Portland o betún puede aumentar la rigidez

del suelo y/o reducir la tendencia al hinchamiento.

• Capas adicionales. Las explanadas con muy baja capacidad portante se pueden

compensar añadiéndole capas adicionales. Estas capas (generalmente de piedra

machacada) sirven para separar las cargas del firme de la explanada. Esta opción

es algo peligrosa ya que, al diseñar los firmes para este tipo de explanadas se

puede tender a diseñar una capa de sección gruesa porque cumple la mayoría de

las ecuaciones del diseño. Sin embargo, hay que tener en cuenta que estas

ecuaciones son por lo menos en parte empíricas y no fueron pensadas para

utilizarse en estos casos extremos. En resumen, una capa gruesa sobre una

explanada con una baja capacidad portante no constituirá necesariamente un buen

firme.

En cuanto a la normativa española, hay que destacar que la Norma 6.1 IC, Secciones de Firme,

del MINISTERIO DE FOMENTO (2003), que clasifica las explanadas en tres categorías, en función


44

del módulo mínimo de compresibilidad en el segundo ciclo de carga (EV2) obtenido de acuerdo

con la NLT-357 “Ensayo de carga con placa” (CEDEX 1992-2000) y en función del tipo de

suelo de la explanación o de la obra de tierra subyacente, y de las características y espesores de

los materiales disponibles. Propone además una serie de soluciones para llegar a una u otra

categoría de explanada.

Categoría de explanada E3 E2 E1

Módulo de compresibilidad mínimo EV2 (MPa) 300 120 60

Tabla 2.2. Categoría explanada – Modulo compresibilidad mínimo según norma española 6.1 IC

(MINISTERIO DE FOMENTO 2003)

1.2. Cargas aplicadas

Una de las funciones principales del firme es la distribución de las cargas o solicitaciones que va

a soportar, y que producidas por provienen fundamentalmente del tránsito de vehículos, por lo

que, para diseñar adecuadamente un firme es necesario definirlas adecuadamente, ya que éstas,

junto con las condiciones ambientales, son los dos parámetros que más dañan al firme a corto

plazo.

El modelo estructural de firme más simple afirma que cada carga individual produce una cierta

cantidad de daño irrecuperable. Estos daños son irrecuperables, por lo que cuando el firme

alcanza un cierto valor máximo, se considera que ha llegado al final de se vida útil.

La caracterización de las solicitaciones a las que está sometido un firme es bastante compleja,

debido no sólo a los distintos tipos de vehículos existentes, sino también a las interacciones

rueda-pavimento que producen solicitaciones adicionales a las propias cargas estáticas

producidas por los vehículos. (ARRIAGA P. M. Y GARNICA A. P., 1998). Por todo ello, es

necesario estudiar los siguientes aspectos:

- Magnitud de las cargas aplicadas.

- Tipología de los ejes.

- Distribución del tráfico.


45

- Velocidad de los vehículos y tiempo de solicitación en un punto.

- Forma geométrica de cada solicitación sobre el firme, área de contacto y reparto de

presiones sobre la misma.

- Repetición de cargas.

- Estado de los esfuerzos que producen las cargas en función de su magnitud y

tipología.

1.2.1. Magnitud de las cargas aplicadas

El diseño estructural del firme requiere una cuantificación de todas las cargas previstas durante

la vida útil del firme. Esta cuantificación se puede realizar de dos formas:

1. Ejes equivalentes (Equivalent single axel loads ESALs). AASHTO (1993). De esta forma

se convierten las diferentes solicitaciones transmitidas por los distintos tipos de ejes en

las diversas repeticiones de ciclos de carga en un eje simple de carga equivalente. Es

decir, se calcula un número de solicitaciones efectuadas por un eje de un determinado

peso o “eje equivalente”, de forma que sea equivalente el daño que producirían, que el

realmente producido por el tráfico real.

2. Espectros de la carga. AASHTO (2002). De esta forma se caracterizan las cargas

directamente por el número de ejes, su configuración y su peso, lo que no implica la

conversión a ejes equivalentes. Este método es utilizado generalmente cuando se necesita

una caracterización más exacta de la carga.

1.2.2. Tipología de los ejes

La presión y el área de contacto del neumático es de suma importancia así como el número de

puntos de contacto del vehículo con el firme, y por tanto, el reparto de su carga.


46

Un solo eje, con neumáticos simples Un eje con neumáticos dobles

Eje tandem con neumáticos dobles Eje tandem con neumáticos dobles

Tabla 2.3 Combinaciones eje – rueda más usuales

Las leyes y reglamentaciones, en los distintos países establecen el número de ejes máximo y el

peso máximo total y por eje para limitar el daño que se produce al firme. Así por ejemplo, en

EEUU, en el Estado de Washington, según el United States Departmenet of Transportation

(USDOT 2000), los límites permitidos son:

Concepto Límite

Carga del neumático 105 N/mm (600 lb/inch) de la anchura del neumático

Un solo eje kN 89 (20.000 libras)

Eje tandem kN 151 (34.000 libras)

Peso total del vehículo kN 469 (105.500 libras)

Tabla 2.4 Límites de carga total y por eje en el Estado de Washington (USDOT 2000)


47

En España, los pesos y dimensiones máximas se encuentran recogidas en el anexo IX, masas y

dimensiones, del Reglamento General de Vehículos (MINISTERIO DE LA PRESIDENCIA, 1998)

modificado por la Orden PRE/3298/2004, de 13 de octubre de 2004.

Tipo de Eje Toneladas

a) Eje simple:

a.1) Eje motor (Salvo para los vehículos de transporte colectivo de viajeros de 1ª Clase I (autobuses

urbanos) según la clasificación del Reglamento n° 36 anejo al Acuerdo de Ginebra de 1958, que será de 13

toneladas.) 11,5

a.2) Eje no motor 10

b) Eje tándem:

b.1) Eje tándem de los vehículos de motor:

Si la separación d de dos ejes es inferior a 1,00 metros (d <1,00 m) 11,5

Si es igual o superior a 1,00 metros e inferior a 1,30 metros (1,00 m ≤ d < 1,30 m) 16

Si es igual o superior a 1,30 metros e inferior a 1,80 metros (1,30 m d < 1,80 m) (Salvo para

semirremolques equipados con caja basculante reforzada para la utilización específica en construcción, obras o minería que

será de 20 toneladas) 18

En el caso anterior si el eje motor va equipado con neumáticos dobles y suspensión neumática o

reconocida como equivalente a escala comunitaria, o cuando cada eje motor esté equipado con neumáticos

dobles y la masa máxima de cada eje no excede de las 9,5 toneladas 19

b.2) Eje tándem de los remolques o semirremolques:

Si la separación d de los ejes es inferior a 1,00 metros (d <1,00 m) 11

Si es igual o superior a 1,00 metros e inferior a 1,30 metros (1,00 < = d < 1,30 m) 16

Si es igual o superior a 1,30 metros e inferior a 1,80 metros (1,30 m < = d < 1,80 m) 18

Si es igual o superior a 1,80 metros (1,80 m < 0 d) 20

b.3) Tándem triaxial de los remolques o semirremolques:

Si la distancia es igual o inferior a 1,30 metros (d < = 1,30 m) 21

Si la distancia es superior a 1,30 metros e inferior o igual a 1,40 metros (1,30 < d ≤ 1,40 m) 24

Tabla 2.5. Masas por eje máximas permitidas


48

Fig. 2.3. Resumen gráfico peso máximo por eje


49

Tipo de Vehículo Toneladas

a) Vehículos de motor:

Vehículo de motor de dos ejes (Salvo para los vehículos de transporte colectivo de viajeros de la Clase I

(autobuses urbanos) según la clasificación del Reglamento n.° 36 anejo al Acuerdo de Ginebra de 1958, que

será de 20 toneladas.) 18

Vehículo de motor de tres ejes 25

Vehículo de motor de tres ejes, cuando el eje motor vaya equipado con neumáticos dobles suspensión

neumática o reconocida como equivalente a escala comunitaria, o cuando cada eje motor esté equipado de

neumáticos dobles y la masa máxima de cada eje no exceda de 9,5 toneladas 26

Autobuses articulados de 3 ejes 28

Vehículo rígido de 4 ejes con dos direccionales, cuando el eje motor vaya equipado con neumáticos dobles

y suspensión neumática o reconocida como equivalente a escala comunitaria, o cuando cada eje motor esté

equipado de neumáticos dobles y la masa máxima de cada eje no exceda de 9,5 toneladas 32

Otros vehículos rígidos de 4 ejes 31

b) Remolques:

Remolque de dos ejes 18

Remolque de tres ejes 24

c) Vehículos articulados de 4 ejes:

Vehículo de motor de 2 ejes y semirremolque en el cual la distancia entre ejes sea igual o superior a 1,30 m

y sea inferior a 1,80 metros (Salvo cuando el semirremolque esté equipado con caja basculante reforzada para

la utilización específica en construcción, obras o minería que será de 38 toneladas, siempre que la carga

impuesta sobre el dispositivo de acoplamiento sea compatible con las masas máximas por eje establecidos en

la tabla de masas por eje máximas permitidas) 36

Vehículo motor de 2 ejes y semirremolque en el cual la distancia entre ejes sea igual o superior a 1,80

metros 36

Vehículo motor de 2 ejes, equipado en el eje motor con ruedas gemelas, suspensión neumática o

reconocida como equivalente y por un semirremolque en el cual la distancia entre ejes sea superior a 1,80

metros, y se respeten la masa máxima autorizada del vehículo motor (18 toneladas) y la masa máxima

autorizada de 1 eje tándem del semirremolque (20 toneladas) 38

Otros vehículos articulados de 4 ejes compuestos por un tractor de 2 ejes y un semirremolque de otros 2

ejes 36

d) Vehículos articulados de 5 o más ejes:


50

Vehículo motor con 2 ejes y con semirremolque de 3 ejes 40

Vehículo motor con 3 ejes y con semirremolque de 2 ó 3 ejes 40

Vehículo motor de 3 ejes con semirremolque de 2 ó 3 ejes llevando, en transporte combinado, un

contenedor o caja móvil cerrados, igual o superior a 20 pies y homologado para el transporte combinado 44

Vehículo motor de 2 ejes con semirremolque de 3 ejes llevando, en transporte combinado, un contenedor o

caja móvil cerrados, igual o superior a 20 pies y homologado para el transporte combinado 42

e) Trenes de carretera de 4 ejes:

Vehículo motor de 2 ejes y remolque de 2 ejes 36

f) Trenes de carretera de 5 o más ejes:

Vehículo de motor con 2 ejes con remolque de 3 ejes 40

Vehículo de motor con 3 ejes con remolque de 2 ó 3 ejes 40

Tabla 2.6 Masas máximas autorizadas

Fig. 2.4. tren de carretera

Respecto a la presión máxima admisible, en el anexo IX del Reglamento General de Vehículos

(MINISTERIO DE LA PRESIDENCIA 1998) se establece que, no se permite la circulación de

vehículos con ruedas neumáticas o de elasticidad similar que ejerzan sobre el firme una presión


51

superior a 9 kilogramos por centímetro cuadrado de superficie bruta de apoyo. Para el caso de

vehículos de tracción animal provistos de ruedas no neumáticas o de elasticidad similar, no se

permitirá la circulación de aquellos con masa en carga que sobrepase los 150 kilogramos por

centímetro cuadrado de banda de rodadura. Para el presente trabajo, dado que el estudio a

realizar se hace sobre el firme de una autovía, se tendrá solo en cuenta los vehículos con ruedas

neumáticas ya que, en España, está prohibida la circulación de los vehículos de tracción animal

en autovías.

El valor de carga por Eje Equivalente utilizado en España para el diseño de firmes (MINISTERIO

DE OBRAS PÚBLICAS 1980) es de 13 toneladas, que equivale a una presión de contacto

aproximada de 90 N/cm2 y que coincide con la presión máxima autorizada, por lo que la

consideración de las cargas en el diseño es conservadora, estando siempre del lado de la

seguridad.

La relación entre el peso por eje y el daño causado a un firme no es lineal sino exponencial.

AASHTO (1993). Por ejemplo, para causar el mismo daño que el producido por un eje de 80 kN,

son necesarios más de 12 ejes de 44,4 kN. Esto lo vemos a partir de la ecuación para el cálculo

de ejes equivalentes de la AASHTO (1993):

[ ] 33.42

79.4

2

218

18 1810

10xG

G

xx

sx LLLLL

WW x

⎥⎥

⎦

⎤

⎢⎢

⎣

⎡⎥⎦

⎤⎢⎣

⎡++

=β

β

W = Número de aplicaciones del eje de factor de equivalencia x, siendo W18 = el número de ejes equivalentes de 18,000 lb (80 kN)

Lx = Carga del eje “x” evaluado (kips)

L18 = 18 (Carga por eje estándar en kips)

L2 = Código para la configuración del eje

1 = eje simple 2 = eje tandem 3 = eje triple x = Factor de equivalencia del eje evaluado s = código para el eje estándar = 1 (eje simple)


52

G = ⎟⎠⎞

⎜⎝⎛

−−

5.12.42.4

log tp

Factor de perdida de utilidad del firme.

pt = “Terminal” Indice de servicio (señala el punto en el que el firme está al final de su vida en útil)

β = ⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛

+

++ 23.3

219.5

23.32

)1()(081.0

4.0x

xx

LSNLL

Función que determina la relación entre el índice de servicio y el número de ejes aplicados.

SN = Número característico del firme= 3.para firmes flexibles

De esta forma, en la norma española 6.3 IC “Refuerzo de firmes” (MINISTERIO DE OBRAS

PÚBLICAS, 1980) se establecía un método de cálculo para determinar el número de ejes

equivalentes a ejes de 13 Tn (130 kN)

n = ( P / 13 )4 o bien: n = ( P’ / 130 )4

Siendo n el número de ejes de 13 t equivalentes a un eje de peso P (toneladas) o P´ (kN), y

despreciándose las solicitudes debidas a los vehículos no definidos como pesados. Cada eje

tándem de peso P se considera como equivalente a 1,4 ejes simples de peso P/2.

Se incluye en la denominación de vehículo pesado a los camiones de carga útil superior a 3 t, de

más de 4 ruedas y sin remolque; los camiones con uno o varios remolques; los vehículos

articulados y los vehículos especiales; y los vehículos dedicados al transporte de personas con

más de 9 plazas.

Para el cálculo sobre el número de ejes equivalentes que pasan por una determinada sección de

carretera, se establecía que la equivalencia de cada vehículo pesado en ejes de 13 t (130 kN) era

de 0,5.


53

Carga por eje Carga por eje

P(t) P´(kN)

Número de ejes equivalentes

de 13 t (130 kN) P(t) P´(kN)

Número de ejes equivalentes

de 13 t (130 kN)

1 10 0,00004 11 110 0,51

2 20 0,00055 12 120 0,73

3 30 0,003 13 130 1,0

4 40 0,009 14 140 1,3

5 50 0,02 15 150 1,8

6 60 0,04 16 160 2,3

7 70 0,08 17 170 2,9

8 80 0,14 18 180 3,7

9 90 0,22 19 190 4,6

10 100 0,35 20 200 5,6

Tabla 2.7 Ejes equivalentes (MINISTERIO DE OBRAS PÚBLICAS 1980)

En la actual normativa de carreteras 6.3 IC (MINISTERIO DE FOMENTO 2003), para simplificar el

manejo de la norma, ya no se habla de ejes equivalentes sino que se ha sustituido este concepto

por el de IMDp: Intensidad media diaria de vehículos pesados para el carril de proyecto a partir

de la que se establecen 6 categorías de tráfico pesado de las que hablaremos más adelante.

1.2.3. Distribución del tráfico

En una carretera el número total de cargas no se distribuye por igual en ambas direcciones, sino

que suele haber más tráfico, y por tanto más carga en una dirección que en otra; e incluso, dentro

de la misma dirección, no todos los carriles llevan la misma carga de forma que el carril exterior

(el derecho en el sistema europeo y el izquierdo en el inglés), llevan los vehículos más lentos y

pesados, y por tanto la mayor parte de las cargas.


54

Por lo tanto, el diseño estructural del firme debe contemplar la distribución desigual del tráfico,

normalmente esto se realiza mediante la elección de un carril de diseño. Las cargas esperadas en

este carril de diseño se obtienen bien por medida directa, bien por medio de la aplicación de

factores de distribución direccional y de carril. La guía AASHTO por ejemplo, propone la

siguiente ecuación:

1818

∧

××= wDDw LD

donde w18 es el tráfico en el carril de diseño, DD es el factor de distribución direccional de las

cargas, DL el factor de distribución por carril, y w^18 es la estimación, en la sección específica,

durante el periodo de diseño, del tráfico acumulado en las dos direcciones.

Estos factores se obtienen a través de las campañas de aforos de tráfico que realizan las distintas

administraciones. En dichas campañas de aforos se obtienen datos sobre la cantidad de vehículos

que pasan por una determinada sección de carretera, su tipología, distribución, etc y se obtienen

así los parámetros de diseño de carreteras IMD o Intensidad Media Diaria e IMDp, Intensidad

Media Diaria de vehículos pesados en el carril de proyecto.

La normativa española, a través de su instrucción 6.3 IC “Rehabilitación de firmes” (MINISTERIO

DE FOMENTO 2003) considera para el diseño del firme solamente a los vehículos pesados, no

considerando el número de vehículos ligeros y nos establece como carril de proyecto

(MINISTERIO DE OBRAS PÚBLICAS 1980) el carril por el que circula el mayor número de vehículos

pesados y para el cual se dimensiona el firme.

Aunque la red de aforos es muy extensa, no todas las estaciones de aforos son capaces de darnos

un desglose sobre la tipología y distribución de vehículos, por lo que la citada instrucción 6.3IC

(MINISTERIO DE FOMENTO 2003) establece una serie de simplificaciones cuando no se tienen

datos concretos, así la norma establece que si no se pudiera disponer de datos sobre asignación

por carriles, para el cálculo de la categoría de tráfico pesado se podrá admitir lo siguiente:

• En calzadas de dos carriles y doble sentido de circulación, incide sobre cada carril la

mitad de los vehículos pesados que circulan por la calzada.


55

• En calzadas de dos carriles por sentido de circulación, en el carril exterior se considera la

categoría de tráfico pesado correspondiente a todos los vehículos pesados que circulan en

el sentido considerado.

• En calzadas de tres o más carriles por sentido de circulación, se considera que actúan

sobre el exterior el 85% de los vehículos pesados que circulan en el sentido considerado.

En cuanto a la evolución del tráfico pesado a lo largo del tiempo se puede adoptar como tasa de

crecimiento el valor medio de las obtenidas en los cinco últimos años en la estación de aforo

permanente o de control (primaria o secundaria) más próxima al tramo en estudio en el mismo

itinerario.

A partir de dicho cálculo de IMDp se establecen 6 categorías de tráfico con ayuda de las cuales,

se tramifica la carretera en los distintos tramos de tráfico pesado homogéneos existentes y se

dimensionan los paquetes de firme de los mismos.

CATEGORIAS DE

TRAFICO PESADO

IMDp

(Vehículos pesados/día)

T00 IMDp ≥ 4.000 T0 2.000 ≤ IMDp < 4.000

T1 800 ≤ IMDp < 2.000 T2 200 ≤ IMDp < 800 T3 50 ≤ IMDp< 200 T4 IMDp < 50

Tabla 2.8 Categorías de tráfico (MINISTERIO DE FOMENTO 2003)

Por tanto, y como síntesis, podemos decir que el tipo y sección estructural del firme conjunto

(existente más rehabilitación) en cada carril dependerá de la intensidad media diaria de vehículos

pesados (IMDp) que se prevea en ese carril en el año de puesta en servicio de la actuación de

rehabilitación.


56

En España, el tráfico la información mas relevante del tráfico, se obtiene a través del plan

nacional de aforos, en el que se miden las intensidades de flujo de los vehículos y sus

velocidades en la Red de Carreteras del Estado (RCE) así como en la red prioritaria autonómica.

(está constituida por aquellos tramos que forman el primer nivel autonómico y/o aquellos tramos

de gran capacidad así como aquellos con independencia de su categoría con tráfico (IMD)

superior a 8.000 vehículos/día.)

Definimos las estaciones de aforo como aquellos puntos de la red representativos de un tramo

que se supone homogéneo y en el que existe una estación fija (estaciones permanentes, primarias

o secundarias, según la duración de la toma de datos) o estación móvil (coberturas).

Las estaciones fijas disponen de una doble espira embutida en el firme y conectada con un

aparato registrador que detecta el número de vehículos que pasan, su velocidad y su longitud lo

que permite diferenciarlos en vehículos ligeros (longitud <6 m) y vehículos pesados (longitud >6

m).

Las estaciones de cobertura se ubican según se señala en el Plan Anual de Aforos y planos

correspondientes mediante una goma que detecta el paso de vehículos y lo comunica a un equipo

registrador. La distribución entre vehículos ligeros y pesados se efectúa aplicando la misma

composición que la estación fija que se considera afín aplicando para la expansión los

coeficientes L y S de dicha estación.

Para conocer la distribución real en los diez tipos de vehículo que se contempla en el Plan Anual

de Aforos, así como el volumen y composición de mercancías peligrosas y vehículos extranjeros

los aforos automáticos se complementan con unos aforos manuales que se realizan en todas las

estaciones fijas 6 veces al año en días laborables en meses alternativos y durante un período de 6

horas.

La distribución del tráfico total (IMD) se reparte entre 10 tipos devehículos agrupados en tres

categorías:


57

- MOTOS

- VEHÍCULOS LIGEROS: Turismos, Coches con Caravana, Camionetas, Tractores

Agrícolas

- VEHÍCULOS PESADOS: Camiones sin remolque, Camiones articulados, Trenes de

carretera, Vehículos especiales, Autobuses

Para calcular la distribución temporal del tráfico, se definen una serie de coeficientes:

- Coeficiente K de un mes determinado: media de los coeficientes K de todos los días

del mes, obtenido para un día como el cociente del total del tráfico durante las 16

horas que transcurren entre las 6 y las 22 horas y el total del tráfico durante las 6

horas que transcurren entre la 8 y las 14 horas del mismo día.

- Coeficiente de laborables L de un mes determinado, es el cociente entre la media

anual de laborables del año y la media mensual de laborables al mes.

- Coeficiente de nocturnidad N de un mes determinado, es la media de los coeficientes

N de todos los días del mes, obtenido para un día como el cociente del total del

tráfico durante las 24 horas y el total del tráfico durante las 16 horas que transcurren

entre las 6 y las 22 horas del mismo día.

- Coeficiente F de un mes determinado, es el producto de los coeficientes N y L del

mes y el coeficiente S del tráfico total anual.

- Coeficiente de sábados y domingos S anual para el tráfico total, tráfico de vehículos

ligeros y pesados.

- El coeficiente S se define como el cociente entre la IMD y la media anual de días

laborales del año.


58

- Se define como intensidad en la hora 30 (H 30) a la intensidad de tráfico que,

ordenada de mayor a menor, ocupa el lugar 30 en la relación de intensidades de las

8.760 horas que tiene el año.

- Se define como intensidad en la hora 100 (H 100) a la intensidad de tráfico que,

ordenada de mayor a menor, ocupa el lugar 100 en la relación de intensidades de las

8.760 horas que tiene el año.

- La hora 30 y 100 se obtiene directamente en las estaciones permanentes mientras que

para el resto de estaciones (primarias, secundarias y cobertura) se obtiene suponiendo

que tienen el mismo comportamiento que la estación permanente afín (la H 30 y H

100 de la estación en estudio sería el resultado de aplicar el mismo porcentaje de

tráfico sobre la IMD que se produce en la estación permanente afín. El porcentaje de

pesados se obtiene igualmente aplicando a la Intensidad Media de pesados (IMDP) el

porcentaje de pesados de la hora 30 y 100 de la estación permanente afin).

El tráfico no es constante a lo largo de todos los años, sino que varía, por lo que se utilizan tasas

de crecimiento. En España, la tasa de crecimiento utilizada es la marcada en la norma 6.1 IC -

Secciones de firme el valor medio de las obtenidas en los cinco últimos años en la estación de

aforo permanente o de control (primaria o secundaria) en el mismo itinerario y más próxima al

tramo en estudio (MINISTERIO DE FOMENTO, 2003).

1.2.4. Velocidad de los vehículos y tiempo de solicitación en un punto.

Otro aspecto que tenemos que considerar acerca del vehículo es la velocidad, si se utiliza la

teoría viscoelástica para el diseño del firme, la velocidad está directamente relacionada con la

duración de la carga; si se utiliza la teoría elástica, debe seleccionarse adecuadamente el módulo

de resilencia de los materiales para el firme, en proporción con la velocidad del vehículo.

(HUANG, Y. H. 1993).

BARKSDALE R. D. (1971) supuso que los esfuerzos aplicados por una llanta en movimiento se

aproximan a una forma senoidal, cuya duración depende de la velocidad del vehículo y de la


59

profundidad del punto al que se está haciendo referencia e investigó sobre los tiempos de

pulsación a diferentes profundidades bajo la superficie del firme, así como también a diferentes

velocidades, observando que, a mayor velocidad del vehículo, el tiempo de aplicación de la

carga disminuye; también observó que simulando el esfuerzo vertical con una onda triangular,

los tiempos de aplicación aumentan. Así mismo, apreció que el tiempo de duración de la carga

aumenta con la profundidad.

(a) (b)

Fig. 2.5. Tiempo de plsación vs profundidad bajo supericie del firme.

En las gráficas anteriores se refleja, en el gráfico (a) el tiempo de pulsación para el esfuerzo

vertical con carga senoidal y triangular (1 in = 25.4 mm y 1 mph = 1.6 km/hr) (BARKSDALE R.

D. (1971) y en el gráfico (b) con onda tipo cuadrada (MCLEAN, D.B. Y MONOSMITH, C.L.

(1974).

MCLEAN, D.B. Y MONOSMITH, C.L. (1974) determinaron el tiempo de carga simulándola con

una onda sobre la que superpuso los resultados obtenidos por Barksdale (carga triangular y una

velocidad de 30 mph).

Se puede ver que el tiempo de pulsación basado en una onda cuadrada es más pequeño que el

basado en una triangular.


60

Para una mejor estandarización, y dado que la velocidad del vehículo no es constante, (HUANG,

Y. H. 1993) recomienda utilizar la onda senoidal con tiempo de duración de 0.1 segundos de

aplicación de carga y un periodo de reposo de 0.9 segundos.

En diseño de firmes flexibles, el programa de investigación de firmes de carretera SHRP

desarrollado por los EEUU (KENNEDY, W.T., HUBER G.A., HARRIGAN, ET ALL. 1994) interpreta

la velocidad del vehículo indirectamente aplicando un ajuste en las temperaturas de diseño del

firme para vehículos con velocidad baja o parados.

1.2.5. Características de la solicitación.

La carga del vehículo al firme se transmite a través de las ruedas, por lo que es necesario conocer

el área de contacto de la llanta con el firme.

Para la mayoría de los análisis de firmes, se asume que la carga del neumático está aplicada

uniformemente sobre un área circular de contacto; su tamaño depende de la presión de contacto

de la rueda con el firme.

También se asume generalmente que las presiones de hinchado y de contacto del neumático son

iguales, aunque rigurosamente son distintas ya que, por ejemplo, para presiones bajas de

neumático, la presión de contacto es mayor que la del neumático debido a que la pared del

neumático está en compresión y la suma de las fuerzas verticales de la pared y de presión del

neumático deben compensar a la fuerza debida a la presión de contacto. En cambio, la presión

de contacto es más pequeña que la presión del neumático para presiones altas de este, debido a

que la pared del neumático está en tensión.

Entonces, ¿porqué utilizamos la presión de neumático como la de contacto? Pues es debido a que

los ejes de carga pesados tienen presiones altas y efectos más destructivos en el firme, por lo que

utilizar la presión de llanta como presión de contacto es estar del lado de la seguridad. (HUANG,

Y. H. 1993).


61

Fig 2.6 Relación entre la presión de contacto y la presión de neumático o llanta.

Tradicionalmente, se ha asimilado el área de contacto real a un área de contacto circular. Aunque

esto no es correcto, el error suele ser insignificante en una primera aproximación, por lo que lo

utilizaremos como simplificación a la hora de determinar las cargas a utilizar en nuestro ensayo.

Según HUANG, Y. H. (1993) la ecuación que nos relaciona el radio del contacto del neumático

con la presión de hinchado del neumático y la carga total del neumático es

_________ a= √ P / (p*π)

siendo:

- a, el radio de contacto del neumático en metros,

- P la carga total en el neumático en KN y

- p la presión de hinchado del neumático en KPa.

La variación con la realidad es bastante evidente. La tensión de contacto no se encuentra

uniformemente distribuida sobre un área circular. En Sudáfrica se han desarrollado una serie de

medidores de presión superficial para medir la tensión de contacto del firme y del neumático en

movimiento (DE BEER, M., FISHER, C., AND JOOSTE, F.J., 2002). Mediante la utilización de estos

medidores de tensión de contacto se ha demostrado que al tensión entre el firme y el neumático

no se encuentra uniformemente distribuida, dependiendo la distribución de tensiones existente

principalmente de la carga de neumático, de la presión de hinchado del neumático, y de las

características de los materiales con que está fabricado el neumático.


62

Fig 2.7. Medida de la tensión de contacto pavimento – neumático.

FENG WANG, B.S. (2005)

Se han efectuado varios ensayos para determinar las medidas de las huellas de los neumáticos en

varias condiciones de carga que demostraron que el área de contacto se asemeja más a una huella

rectangular a presiones de neumático bajas y a una huella circular a presiones de neumático

altas, dependiendo también dicha forma de la carga que soporta el neumático, y del material con

el que está fabricado.

(a) (b)

Fig 2.8. Ilustración gráfica de de la tensión de contacto pavimento – neumático.


(a) Presión del neumático = 690 kPa,,carga soportada por el Neumático = 24 kN

(b) Presión del neumático = 483 kPa,,carga soportada por el Neumático = 31 kN


63

Los estudios realizados por de BEER ET AL (1997, 2002) nos permiten obtener dos conclusiones

importantes:

• La primera es que la tensión de contacto firme neumático en realidad no se

encuentra uniformemente distribuida sobre un área de contacto circular como se

asumía en el modelo de interacción de pavimento neumático tradicional. Esto

choca con la idea de utilizar la teoría elástica lineal de múltiples capas en el

estudio de firme ya que dicha teoría se basa en que la tensión de contacto rueda –

pavimento es uniforme y en que el área de contacto tiene forma circular.

• La segunda conclusión es que es la tensión de contacto de pavimento neumático

se puede medir con precisión con lo que se podría utilizar como dato de entrada

en un programa de elementos finitos para calcular la respuesta del pavimento.,

con lo que se conseguirían análisis de firmes más exactos.

WHITE, D. T. (2001) realizó otro ensayo con ejes equivalentes de 80 KN y un espaciado entre

neumáticos de 1,80 m y vió que el área de contacto neumático – pavimento. Se asumió que la

presión de contacto es igual a la presión introducida en el neumático, es decir, que no existe,

ningún efecto en la pared del neumático. Del estudio se dedujo, para una presión de neumático

de 620 KPa, que el área de contacto era de 645 cm2. Dicho área de contacto se convirtió en se

área equivalente rectangular, con una longitud de 31.75 cm y una anchura de 20.3 cm

Fig 2.9. Area de contacto de un eje simple. WHITE, D. T. (2001)


64

Cálculo del área equivalente rectangular:

Área = 0.5277*L2,

Longitud = 0.8712L,

Ancho = 0.6L

La velocidad se relaciona directamente con la duración de la carga en el modelo de elementos

finitos. Una velocidad baja da una duración de carga más prolongada que una velocidad alta, por

lo que se favorecerá la aparición de roderas o rutting en la superficie del firme.

El área equivalente de contacto se utilizó como entrada en el modelo de elementos finitos,

basándose en la distribución de la figura, y asumiendo que el contacto es constante dentro de

cada área rectangular o huella.

Fig 2.10. Simplificación del área del contacto o huella. WHITE, D. T. (2001)

Como simplificación, las áreas de contacto y las áreas sometidas a tensión se suponen iguales

para los dos neumáticos del eje en el modelo de elementos finitos.

Fig 2.11. Areas de contacto y areas tensionadas. WHITE, D. T. (2001)


65

Las áreas tensionadas utilizadas en el MEF tienen una distribución diferente dependiendo del

nivel de contacto y de la presión del pavimento.

Fig 2.12. Distribución de los diferentes niveles de tensión según la presión del neumático.

WHITE, D. T. (2001)

1.2.6. Repetición de cargas

Aunque no es demasiado difícil determinar las cargas por rueda y por eje para un vehículo

individual, llega a ser muy complicado determinar el número y tipo de carga por eje que un

firme en particular soporta durante su vida entera de diseño.

La carga aplicada puede modelarse como una carga estática, como una carga móvil, como una

carga vibratoria o como una carga de impulso. Modelar cargas móviles o dinámicas es mucho

más complejo y requiere mayores esfuerzos de formulación y de cálculo.

Existen actualmente dos métodos básicos para caracterizar repeticiones de cargas:

• Carga de eje equivalente. De acuerdo con resultados de los ensayos de la AASHO

(HIGHWAY RESEARCH BOARD, 1961) el método más común es convertir las cargas

transmitidas por los diferentes tipos de vehículos en un número de ejes equivalentes de


66

carga conocida. La carga equivalente con más uso de los E.E.U.U. es la carga equivalente

por eje (ESAL Equivalent single axle load) de 82 kN (18.000 libras).

• Espectros de carga. La guía AASHTO 2002 para el diseño y rehabilitación de estructuras

de firme, elimina el concepto de eje equivalente y determina las cargas directamente de

las configuraciones y pesos de los ejes. Es una caracterización más exacta del tráfico pero

se apoya en los mismos datos de entrada utilizados para calcular los ESALs . A menudo,

los datos de los espectros de la carga se obtienen de estaciones de pesaje móviles.

Fig 2.13 Ejemplos de cálculo de espectros de carga. (AASHTO 2002)

Normalmente, se debe de calcular no solo los ejes de carga equivalente o los espectros de carga,

sino que se debe pronosticar para su vida de diseño. Esta información ayuda a determinar el

diseño estructural, lo que se realiza considerando periodos de diseño de 10 a 50 años según el

país y la normativa aplicada.


67

1.2.7. Distribución de tensiones producidas por las cargas.

El acercamiento mecanicista en el diseño (GARNICA, P., GÓMEZ, J.A., Y SESMA, J.A., 2002)

involucra el análisis teórico y el cálculo de esfuerzos y deformaciones en lugares críticos, como

resultado de las aplicaciones de carga originadas por las ruedas cargadas. Los materiales que

constituyen las diferentes capas del firme, se ven sometidos a cargas dinámicas de diversas

magnitudes que le son transmitidas por el tráfico.

El patrón de esfuerzos aplicados a un firme como resultado del tráfico que soporta es muy

complejo. Un elemento de firme está sujeto a pulsos de carga que involucran componentes de

esfuerzos normales y cortantes. Los esfuerzos son transitorios y cambian con el tiempo conforme

la carga avanza. El esfuerzo cortante cambia de sentido conforme la carga pasa, provocando así

una rotación de los ejes de esfuerzos principales. (LEKARP ET AL., 1997).

En la siguiente figura se muestra una sección longitudinal de las capas de un firme, sobre la que

se mueve una carga a velocidad constante.

Figura 2.13. Estado de esfuerzos en una sección longitudinal de un pavimento.

(GARNICA, P., GÓMEZ, J.A., Y SESMA, J.A., 2002)

Dependiendo en que punto actúe una carga, (GARNICA, P., GÓMEZ, J.A., Y SESMA, J.A., 2002) el

estado de esfuerzos experimentado en el punto P varía. Así, podemos distinguir que la carga

actúe en el:


68

• Punto A: Vemos que existen tanto esfuerzos cortantes como esfuerzos normales.

• Punto B: Los esfuerzos cortantes son nulos y únicamente existen esfuerzos normales. En

este punto se tiene un estado triaxial de esfuerzos, debido a que sólo se presentan

esfuerzos normales.

• Punto C: La dirección de los esfuerzos cortantes existentes es contraria a la dirección de

los esfuerzos existentes cuando se aplica la carga en el punto A.

Por todo ello, se va a evaluar primeramente la forma de transmisión de las cargas por los

vehículos: Los vehículos transmiten las cargas al firme existente a través de las ruedas, las cuales

se han ido desarrollando de forma considerable a través de los tiempos hasta llegar a su

configuración actual, en la que no solo cumplen la misión de soportar al vehículo, sino que

transmiten la fuerza del motor y aseguran la dirección y el frenado.

Fig 2.14. Tipos de ruedas.

La rueda ha sido uno de los inventos que más cambios ha sufrido desde sus comienzos. El

primer paso para llegar a la rueda actual lo dio Charles Goodyear en 1839, cuando

accidentalmente al volcar un recipiente de azufre en una sartén que contenía latex descubrió la

vulcanización del caucho.

Las primeras ruedas de caucho aparecieron en 1842 obra del ingeniero Robert William

Thompson, que patentó los primeros neumáticos, diseñados para carrozas tiradas por caballos.


69

La parte de la rueda que se apoya directamente sobre el pavimento se denomina neumático y

produce una huella de forma distinta dependiendo del tipo de neumático que se trate, de su

presión de inflado, de la carga por rueda, así como de la velocidad y del estado de la superficie.

Podemos distinguir básicamente entre dos tipos de neumáticos o cubiertas:

a) Los neumáticos con cámara, en los que la llanta (parte metálica de la rueda) y la cubierta

forman un conjunto resistente, mientras que la cámara, con su válvula, asegura la

estanqueidad del aire comprimido en su interior, en la actualidad está en desuso.

b) Los neumáticos sin cámara, que están compuestos únicamente de la llanta, la cubierta y

una válvula, asegurando el conjunto la estanqueidad del aire comprimido que se

encuentra en su interior.

Los neumáticos están compuestos por un conjunto solidario de materiales con propiedades muy

distintas, cuya confección requiere una gran precisión.

Fig 2.15 Partes del neumático


70

El neumático lo podemos dividir en seis partes claramente diferenciadas:

• Banda de rodadura: Es la parte de contacto de la cubierta con el suelo. En ella se sitúa la

escultura o dibujo. La banda de rodadura y el dibujo tienen la misión de:

a) Adherencia o agarre del neumático al suelo.

b) Resistencia a los choques, cortes y en general a los agentes externos.

c) Buena evacuación del agua.

d) Confort acústico.

• Talones: Es la parte de la cubierta que hace contacto con la llanta, asegurando, un

perfecto anclaje de cubierta y llanta, una buena estanqueidad de la cámara de aire y una

buena transmisión de los esfuerzos.

• Costados o flancos: Son gomas situadas en el lateral de la cubierta, desde la banda de

rodadura hasta los talones. Contiene las marcas de identificación de la cubierta.

• Cordón de centrado: Es un resalte situado en la parte superior del talón para facilitar el

centrado de la cubierta respecto a la llanta.

• Revestimiento de goma interior: Es una capa de goma impermeable al aire, que se

encuentra vulcanizada en el interior de la cubierta.

• Carcasa o Armazón: Es la parte de la cubierta que confiere la resistencia. Está formada

por capas superpuestas de tejidos de cuerdas engomadas.


71

Los neumáticos, según el tipo de carcasa, se clasifican en dos tipos básicos:

• Cubierta Diagonal: Armazón en el que la disposición de las cuerdas o cables está situado

de forma oblicua presentando un ángulo que oscila entre 30º y 42º respecto del máximo

desarrollo circunferencial de la cubierta.

• Cubierta Radial: Armazón en el que la disposición de las cuerdas o cables está situado de

forma radial de un talón a otro de la cubierta, presentando un ángulo de 90º respecto de la

banda circunferencial de la cubierta.

Fig 2.16 Cubierta diagonal y cubierta radial

El neumático está integrado por un gran número de materiales, constituyendo lo que se

denomina un material compuesto. Así, entre los materiales más comunes que lo integran cabe

citar en la carcasa, tejido en rayón, nylon o poliéster. En la banda de rodadura y en los flancos

caucho natural o caucho sintético, negro de humo y sustancias de vulcanización y protección

contra el envejecimiento. En los talones goma dura e hilos de acero; y en el revestimiento

interior por una mezcla de goma a base de butilo (caucho sintético).

Según el uso al que se destine, el neumático debe de tener unas características estructurales

diferentes, así como una banda de rodadura distinta, por lo que dependiendo del neumático

utilizado, variará la forma de la huella que produzca y por tanto, la transmisión de los esfuerzos.

Podemos clasificar las cubiertas de este modo en 5 tipos diferentes:


72

• Cubiertas para carretera: Están construidas de forma que sean capaces de resistir

esfuerzos de tracción constante y calor debido a los grandes recorridos y altas

velocidades. Dentro de este tipo de cubiertas podemos encontrar una mayor

especificación, dependiendo de las condiciones ambientales, como son los neumáticos

para agua y nieve.

• Cubiertas Lisas: Se suelen utilizar para competiciones como en Formula 1. Tienen alta

resistencia y larga duración, en carretera el agarre no es el mismo que en un circuito

cerrado debido al desgaste de la carretera y además tienen poca capacidad para evacuar

agua.

• Cubiertas para fuera de carretera: Deben poseer un gran poder de tracción con una

carcasa muy resistente a los impactos. Este tipo de cubiertas se emplea por ejemplo en

maquinaria para las obras públicas.

• Cubiertas todo terreno: Se emplean en vehículos destinados a trabajos mixtos. Deben

reunir una serie de cualidades como: Tracción, resistencia a cortes, adecuada adherencia,

buena capacidad de amortiguación y carga.

• Cubiertas para aplicaciones agrícolas: Deben presentar una gran capacidad de tracción y

cierta flexibilidad.

Cuando los neumáticos están en movimiento, además de variar la forma de la huella, aparecen

solicitaciones distintas a las verticales, que son las que existen cuando el vehículo está detenido

o con movimiento uniforme: aparecen esfuerzos horizontales debido al rozamiento y a los

cambios de trayectoria, succiones de agua contenida en la sección estructural y esfuerzos

verticales de impacto por efectos del movimiento del vehículo y las irregularidades de la

carretera.

Los esfuerzos horizontales de aceleración y frenado o en curvas de pequeño radio, que se pueden

producir en zonas localizadas, influyen también en el estado de esfuerzos y deformaciones del

pavimento. Cuando en la superficie de un pavimento se originan esfuerzos tangenciales, éstos


73

deben ser resistidos por los 8 – 10 cm. superiores, (GARNICA, P., GÓMEZ, J.A., Y SESMA, J.A.,

2002) pero en general no afectan a las capas inferiores. Por ello, la forma práctica con la que se

resuelven estos problemas, es proyectando capas de rodadura cuya resistencia al esfuerzo

cortante sea suficientemente alta para garantizar que no se produzcan rupturas o deformaciones.

Según GARNICA, P., GÓMEZ, J.A., Y SESMA, J.A. (2002), los efectos dinámicos de los vehículos

en movimiento se transforman en impactos y vibraciones en los que intervienen el estado

superficial del pavimento y el tipo de suspensión del vehículo. En general, los vehículos en

marcha transmiten al neumático una carga de magnitud variable, según el movimiento

oscilatorio de la masa suspendida, cuya frecuencia varía con la velocidad y el tipo de pavimento.

Los máximos pueden ser un 50% superiores a los normales con carga estática. Este aumento de

cargas se refleja sobre el pavimento en forma de presión de contacto y/o incremento de la

superficie de rodada.

Cuando la rueda cargada avanza, se producen pulsaciones de los esfuerzos verticales y

horizontales, que a su vez son acompañados de una doble pulsación del esfuerzo cortante con

una señal contraria en el plano horizontal y vertical; se ve así en la figura la relación entre

esfuerzo y tiempo.

A medida que un vehículo se va acercando a un punto que podemos denominar P, el esfuerzo

cortante se incrementa hasta llegar a un máximo para luego decrecer hasta un valor de cero; en

ese momento el esfuerzo vertical es máximo; luego se incrementa nuevamente, pero ahora con

signo contrario hasta lograr un máximo negativo, para después decrecer y llegar a un cero;

describiendo con este comportamiento una onda senoidal completa.

En las gráficas, se puede apreciar el desarrollo de los esfuerzos verticales, horizontales y

cortantes originados por las cargas del tráfico. El funcionamiento correcto del firme pues,

depende en gran medida de las propiedades mecánicas de los materiales.

El estado de esfuerzos descrito anteriormente se presenta en forma repetida cuando el paso de los

vehículos se hace constante. Este proceso depende de la acumulación de los ejes equivalentes.


74

Fig 2.14 Estado de esfuerzos en un firme debido al movimiento de una rueda cargada.

(GARNICA, P., GÓMEZ, J.A., Y SESMA, J.A., 2002)

1.3. Factores ambientales

Un firme se construye para que funcione dentro de una climatología y un medio ambiente

determinado puesto que las variaciones ambientales tienen un impacto significativo tanto en los

materiales que constituyen el firme como en el suelo subyacente. Podemos citar, diversas

variables ambientales que afectan de una forma muy significativa al firme, como son las

variaciones de la temperatura, la acción de las heladas y la humedad.


75

1.3.1. Variaciones de la temperatura. Reología.

Debido a la extensión y contracción que experimenta el firme con los cambios de temperatura, y

especialmente a la excesiva contracción que experimenta en las épocas frías, se produce la

aparición de grietas transversales. (STEPHEN T. MUENCH, JOE P. MAHONEY, LINDA M. PIERCE ET

AL, 2003).

Asimismo, las características reológicas de los firmes cambian con la temperatura. De esta

forma, podemos distinguir entre dos comportamientos básicos de las mezclas bituminosas, así,

las que presentan un flujo importante y una deformación excesiva son susceptibles de producir

roderas y las que tienen un comportamiento más rígido son más susceptibles a la fatiga y al

agrietamiento térmico.

Fig 2.15 Grieta de firme flexible por variación de temperatura

(STEPHEN T. MUENCH, JOE P. MAHONEY, LINDA M. PIERCE ET AL, 2003)

La ciencia de la reología tiene cerca de 70 años y fue fundada por dos científicos, Marcus Reiner

y Eugene Bingham, a finales de los años 20 con el interés de describir las propiedades de flujo y

deformación de la materia. El término procede del griego “rheos” que significa fluir. La reología

abarca el estudio de todos los materiales, desde gases a sólidos.


76

Sin embargo, la ciencia de la reología no se ha aplicado al diseño de los firmes desde siempre.

Los sistemas de diseño más antiguos no tenían en cuenta los efectos de la temperatura;

simplemente se utilizaban reglas de tipo empírico y no se ha incorporado su uso hasta el

desarrollo de los modernos sistemas de análisis de materiales en los que ya sí se tienen en

consideración las variaciones de temperatura.

Con respecto al comportamiento reológico de las mezclas bituminosas, se debe tener en cuenta

que para comparar diversas capas de firme se debe realizar siempre a una temperatura común de

referencia. Asimismo, para caracterizar completamente una capa de firme se deben examinar sus

características reológicas a las diversas temperaturas a las que se va a ver sometida durante toda

su vida.

El estudio de la reología de los materiales bituminosos demuestra que su comportamiento es

viscoelástico, función del estado de esfuerzos, del tiempo de aplicación de las cargas y de la

temperatura; de la misma forma que los materiales granulares responden a las cargas, de acuerdo

al nivel de esfuerzos aplicados, a su densidad y humedad, el comportamiento de los materiales

bituminosos en general no es lineal y depende en gran medida de las características del material

de la capa subyacente, por lo que se han desarrollado diversos modelos teóricos de

comporamiento de tipo elástico no lineal. (BOYCE, J. R. 1980).

1.3.2. Acción del hielo

La acción del hielo puede ser muy perjudicial en firmes. Existen dos mecanismos totalmente

diferenciados pero relacionados entre sí (TABOR, S. 1930):

- Rotura por congelación: Sabido es que el agua al congelarse aumenta de volumen por

lo que al producirse la congelación del agua acumulada en las capas sobre las que se

apoya la mezcla bituminosa se produce un movimiento ascendente de las mismas,

favorecido más si cabe por la formación de pequeños macizos de hielo, y

desencadenando finalmente la rotura de las capas de mezcla bituminosa. Este

fenómeno suele ocurrir en suelos que contienen partículas finas, siendo el grado de


77

sensibilidad a la helada función principalmente del porcentaje existente de dichas

partículas finas en las capas subyacentes.

Fig. 2.17. Daños producidos por ciclos hielo-deshielo


- Debilitamiento por deshielo. Consiste en un debilitamiento del subsuelo saturado de

agua como consecuencia del deshielo del agua que contiene por lo que, durante los

periodos del deshielo, puede darse el caso de que cargas que no dañarían

normalmente un firme dado pueden ser muy perjudiciales en ese momento.

Fig. 2.18. Cambios estacionales de las deflexiones del firme



78

1.3.3. Humedad

La humedad afecta los firmes de numerosas formas, así por ejemplo, existen suelos altamente

expansivos debido a ella, por lo que al diseñar el firme se debe tener en cuenta este aspecto.

También a la hora de la construcción es importante la humedad, ya que los suelos tienen un

contenido óptimo de agua o humedad, con lo que se mejora su compactación, obteniéndose las

mayores densidades.

En cuanto a la fase de explotación también es muy importante la humedad, no hay más que

observar que un exceso de agua en el firme produce fenómenos de aquaplaning y el consiguiente

riesgo para la seguridad vial.

Las fuentes de humedad típicas son el agua de lluvia y el agua subterránea. El agua que aportan

estas fuentes se previene por medio del drenaje superficial y del drenaje profundo.

2. METODOLOGÍA DE DISEÑO ESTRUCTURAL

El diseño del firme se puede subdividir en dos partes fundamentales, el diseño de la mezcla y el

diseño estructural.

El objetivo del diseño estructural es determinar el número, la composición material y el grueso

de las diversas capas dentro de la estructura del firme conforme a un régimen de cargas dado,

para un periodo de diseño determinado. De esta forma, se realiza el diseño estructural de forma

que la estructura del firme sea suficiente para soportar las cargas del tráfico durante toda vida de

diseño del firme. (STEPHEN T. MUENCH, JOE P. MAHONEY, LINDA M. PIERCE ET AL, 2003)

El objetivo del diseño de la mezcla es determinar la mezcla óptima de los materiales

componentes del firme para un uso dado, esto incluye evaluaciones detalladas de todos los


79

materiales que lo integran (áridos, betunes, filler, etc), así como una estudio de sus porcentajes

óptimos de mezcla.

El diseño estructural de los firmes constituye la aplicación práctica de la Mecánica de Firmes. Su

objetivo es, como se ha comentado anteriormente, la definición de los materiales y espesores de

las capas que los constituyen, siendo ambos aspectos los que determinan las referidas

características estructurales. El diseño estructural persigue una optimización resistente de la

sección estructural, con un coste global mínimo que incluya los costes de construcción,

conservación y rehabilitación en el período de proyecto.

Existen diferentes formas de realizar este diseño estructural, dependiendo fundamentalmente del

tipo de firme a utilizar. Así, los firmes flexibles, si no están agrietados, pueden considerarse

indefinidos en el plano horizontal, lo que supone un reparto más o menos gradual de las

tensiones provocadas por el tráfico, mientras que los firmes rígidos suelen estar formados por

losas, que trabajan a flexotracción y absorben la casi totalidad de las tensiones.

En lo que se refiere a los firmes flexibles, que son el objeto del presente estudio, el diseño

estructural se refiere principalmente a determinar el grueso y la composición apropiados de la

capa. Los cálculos se basan principalmente en las tensiones de carga del tráfico y en otras

tensiones relacionadas con el ambiente, tales como la temperatura, con las que se calculan las

capas de firme necesarias para el diseño. Hoy e día existen principalmente dos tipos de métodos

de diseño estructural de firmes flexibles, los de tipo empírico, entre los que destacan el método

desarrollado por la American Association of State Highway and Transportation Officials,

AASHTO (1993) en la guía para el diseño de estructuras de firmes y los de tipo analítico o

mecánico-empírico, entre los que destacan el método desarrollado en la “Guía para el diseño de

estructuras de firme nuevas y rehabilitadas” por la AASHTO en 2002 y el desarrollado en la

“Pavement Guide Interactive” por el Washington State Department of Transportation’s

Pavement, WSDOT (STEPHEN T. MUENCH, JOE P. MAHONEY, LINDA M. PIERCE ET AL, 2003).


80

2.1. Métodos empíricos

El método empírico se basa en resultados obtenidos de múltiples experiencias, para

correlacionar factores de diseño (periodo de proyecto, tráfico, capacidad de soporte de la

explanada, clima, características de los materiales que componen las capas de firme,

condicionantes constructivos, etc) , con el funcionamiento del firme en tramos de carreteras, bien

con tráfico real, bien en tramos experimentales e incluso pistas de ensayo.

2.1.1. Método de la AASHTO

La aproximación más utilizada para interpretar el comportamiento observado es analizando las

tensiones y deformaciones teóricas de las capas del firme, apoyándose en esto, la guía de 1993

de la AASHTO para el diseño de las estructuras de firmes desarrolla uno de los métodos

empíricos más conocidos, que se basa en el número estructural de proyecto (SN), que es un

número empírico que representa la capacidad estructural del conjunto del firme y que se calcula

para las características de explanada, volumen de tráfico, coeficiente de drenaje de la base y

subbase y las condiciones ambientales a las que va a estar sometido el firme.

El método se basa en una ecuación de tipo empírico en la que se deben de introducir diversos

parámetros entre los que destacan la capacidad de soporte de la explanada (módulo elástico:

MR), el tráfico (número de ejes equivalentes: W18 y error de predicción: S0).

( ) ( )

( )

( ) 07.8log32.2

1109440.0

5.12.4log

20.01log36.9log 10

19.5

10

101810 −×+

++

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛

−Δ

+−+×+×= RoR M

SN

PSI

SNSZW

Es necesario destacar el parámetro de diseño W18, que es el número de ejes equivalentes de

18000 lb (82kN) soportado en el carril y periodo de proyecto.


81

Existen asimismo catálogos de secciones estructurales desarrollados por algunos países como

Francia, Alemania, España, etc, en los que recogen las soluciones propuestas en base a una serie

de datos de partida (tráfico, tipo de explanada, materiales, etc).

Otros métodos de diseño dignos de mención son el método del TRRL (POWELL W.D., POTTER J.

R., MAYHEW H. Y NUNN M., 1984), el método de la empresa Shell SHELL (1978 y 1985) y el

del Instituto del asfalto americano (ASPHALT INSTITUTE, 1991)

Fig. 2.19.Catálogo secciones estructurales de la norma española 6.1 IC “secciones de firme”

(MINISTERIO DE FOMENTO, 2003)

2.1.2. Ensayos a escala real.

Los métodos empíricos de dimensionamiento de firmes deben elaborarse a partir de un análisis

sistemático de la experiencia acumulada sobre su comportamiento. Las fuentes de esa

experiencia son el seguimiento de carreteras en servicio, los tramos experimentales y las pistas

de ensayo.


82

En cuanto a los estudios de carreteras en servicio, son de reseñar los estudios realizados en el

Reino Unido en los años 50 y los realizados en España en los años 60 en la N-II. (KRAMER, C.

ET AL, 2004).

En lo que se refiere a tramos experimentales, destaca el ensayo de la AASHO, realizado con

vehículos pesados de carga controlada y cuyas conclusiones han servido para la mejora de los

métodos de dimensionamiento de firmes. (HIGHWAY RESEARCH BOARD , 1961).

Por último, en cuanto a pistas de ensayo a escala real hay que destacar la pista de ensayo del

Centro de Estudios de Carreteras (CEDEX) . La Pista de Ensayos es una instalación para realizar

ensayos acelerados y controlados sobre firmes de carretera, construidos a escala real. Los

ensayos consisten en hacer circular de forma continuada unos vehículos sobre secciones de firme

de carretera y analizar tanto su respuesta ante las cargas, como la aparición y evolución de

deterioros. La instalación consta de 2 tramos rectos de 75 m cada uno, unidos por dos tramos

circulares. Los firmes se construyen con materiales y maquinaria usuales en carretera. La

simulación del tráfico se efectúa mediante vehículos guiados por una viga de hormigón, cuyas

características corresponden a las de un camión con la máxima carga legal. El Centro de Control

situado en el interior de la pista completa las instalaciones. En él se reciben y gestionan todos los

datos y se controlan todos los componentes de la instalación. La capacidad de aplicación de

cargas es de un millón al año por vehículo.

Fig. 2.20.Vista de la pista de ensayos del CEDEX


83

2.2. Métodos analíticos

Los métodos analíticos se basan directamente en el cálculo de las tensiones, deformaciones y

desplazamientos producidos por la acción de las cargas del tráfico y por las variaciones

climáticas. Estos métodos son capaces de relacionar el cálculo tensional basado en las

propiedades de los materiales determinadas en laboratorio con el comportamiento de los firmes

durante su vida de servicio. Constan de dos partes, un modelo de respuesta y un modelo de

comportamiento.

• Modelo de respuesta: La mecánica es la ciencia del movimiento de la acción entre

fuerzas. De esta forma, una acercamiento mecánico al diseño de firmes intenta explicar

los fenómenos que le ocurren atendiendo a causas físicas. Estos fenómenos son las

tensiones y deformaciones dentro del firme, y las causas físicas por los que ocurren son

las cargas y las características del material que constituye el firme. La relación entre estos

fenómenos y sus causas físicas se establecen con la ayuda de modelos matemáticos,

siendo el más común el modelo elástico.

Existen diferentes modelos de respuesta, así, existen modelos probabilistas, basados en la

teoría de viabilidad de sistemas, modelos de regresión a partir de análisis de mediciones

realizadas en ensayos a escala real, mecanicistas, basados en una modelación mecánica

de la estructura y de las cargas (son los más utilizados y los que desarrollaremos en

profundidad)

• Modelo de comportamiento: Junto con este acercamiento mecánico, se utilizan ciertos

elementos empíricos para definir qué valor de las tensiones, deformaciones

desplazamientos dan lugar a fallos del firme. La relación entre los fenómenos que se

producen en el firme y las causas físicas que los provocan se describe por medio de

ecuaciones empíricas derivadas que tienen en cuenta el número de ciclos de carga que se

producen. Los modelos más utilizados son los basados en las leyes de fatiga, aunque a

veces se utilizan otros modelos basados en deformaciones plásticas, en la evolución de

las deflexiones (desplazamiento de la superficie en el punto de apoyo de la carga), etc.


84

Para firmes flexibles se desarrolló a mediados del siglo XX la teoría multicapa (BURMISTER D.

M., 1945 Y PEUTZ M.G.F., VAN KEMPEN H.P.M. Y JONES A., 1968) que se basa en el análisis de

las tensiones, deformaciones y deflexiones en firmes flexibles. Comentar, que en lo que se

refiere al diseño de firmes de hormigón también se han desarrollado diversas teorías, destacando

las de WESTERGAARD (1926 y 1927) y BRADBURY, R. D. (1938).

EEUU ha dado desde 1987 un fuerte impulso al desarrollo del dimensionamiento analítico y

racional mediante el programa SHRP (KENNEDY, W.T., HUBER G.A., HARRIGAN, ET ALL. 1994)

cuyos resultados se han reflejado en lo que actualmente conocemos como SUPERPAVE

(Superior Performing Asphalt Pavements).

Por último, hay que reseñar el gran esfuerzo realizado por la AASHTO, que ha publicado en

2002 su Guide for Design of Pavement Structures, en la cual ya se basa en métodos analíticos –

mecánicos para mejorar el dimensionamiento del firme.

Se está por tanto avanzando en el conocimiento para disponer de un completo sistema de

dimensionamiento analítico de firmes, aunque todavía queda mucho por hacer.

Por último, es necesario reseñar las ventajas básicas de un método de diseño de tipo analítico del

firme frente a uno de tipo método empírico. (STEPHEN T. MUENCH, JOE P. MAHONEY, LINDA M.

PIERCE ET AL, 2003)

1. Se puede utilizar tanto para la rehabilitación del firme existente como para nueva

construcción.

2. Utiliza distintos tipos de cargas, ya que estas son variables.

3. Se puede caracterizar mejor los materiales teniendo en cuenta:

a. Una utilización mejor de materiales disponibles.

b. Comodidad en la construcción con nuevos materiales.

c. Definición mejorada de las características de cada capa del firme.


85

4. Utiliza las características materiales que se relacionan mejor con el funcionamiento real

del firme.

5. Proporciona mejores predicciones del funcionamiento del firme.

6. Define mejor los métodos de construcción

7. Tiene en cuenta efectos ambientales y del envejecimiento sobre los materiales

2.2.1. Modelo mecánico de respuesta

Los modelos mecánicos se utilizan para modelar matemáticamente la respuesta del firme. Hoy

en día existen diversos tipos de modelos disponibles, destacando los modelos elásticos en 2D y

los modelos en 3D de los elementos finitos (FEM). Ambos modelos pueden utilizarse en

ordenadores personales.

2.2.1.1. Modelo elástico por capas 2D.

Un modelo elástico por capas tiene en cuenta las tensiones y desplazamientos en cualquier

momento en una capa del firme como resultado de la acción de cargas superficiales. Los

modelos elásticos en 2D asumen que cada capa estructural del firme es homogénea, isótropa, y

tiene un comportamiento elástico lineal, es decir, su deformación es igual por todas partes y

volverá a su forma original una vez que se cese la carga. El origen de la teoría elástica en 2D es

debida a BOUSSINESQ J (1885). Hoy en día las formulas de Boussinesq siguen siendo

ampliamente utilizadas en mecánica del suelo.

El modelo elástico en capas 2D trabaja con modelos matemáticos relativamente simples y

requiere algunas simplificaciones básicas, las más habituales son las establecidas por BURMISTER

D. M., (1945):

a. El firme se representa como una estructura constituida por una serie de capas

horizontales paralelas, indefinidas en planta y de espesor constante, apoyadas

sobre una capa inferior que se extiende infinitamente hacia abajo. (Macizo

semiindefinido de Boussinesq)


86

b. Cada capa se comporta como un media elástica lineal, homogénea, isótropa y

continua. Se caracteriza mecánicamente por su módulo de elasticidad y su

coeficiente de Poisson.

c. Cada una de las cargas que actúan sobre el firme se representan mediante una

presión, en general vertical, distribuida uniformemente sobre un área circular.

d. Cada capa se apoya sobre la subyacente de forma continua. El contacto entre

capas puede modelarse suponiendo condiciones de adherencia total (igualdad de

deformaciones horizontales) o de adherencia nula.

e. Se desprecian las fuerzas de inercia y los efectos térmicos.

f. Las deformaciones que se producen en el sistema son pequeñas.

g. No se suelen considerar los esfuerzos cortantes que se producen en las zonas de

contacto entre las cargas y la superficie del firme, debido a que salvo en casos

excepcionales son prácticamente despreciables.

Los datos de partida para el modelo elástico en 2D son:

• Características materiales de cada capa.

• Módulo de elasticidad de cada capa.

• Coeficiente de Poisson de cada capa.

• Espesor de cada capa de firme.

• Condiciones de carga.

• Magnitud de la fuerza total (p) que se aplica a la superficie del firme.

• Geometría del área de aplicación de la carga. Generalmente se considera un círculo de un

radio dado, o bien se calcula el radio en base a la presión de contacto de la carga (p) y de

la magnitud de la carga (p). Aunque la mayoría de las cargas reales producen una

geometría que se acerca más a una elipse, el efecto de estas diferencias geométricas es

insignificante.

• Repeticiones de las cargas. Las cargas múltiples en la superficie del firme se pueden

calcular sumando los efectos de las cargas individuales porque se asume que los

materiales trabajan en régimen elástico.


87

Fig. 2.21. Datos de partida para un modelo elástico en 2D

STEPHEN T. MUENCH, JOE P. MAHONEY, LINDA M. PIERCE ET AL (2003)

Los resultados que se obtienen del modelo estableciendo el equilibrio elástico del macizo

multicapa al que se le aplican las hipótesis de Burmister antes mencionadas son:

• Tensiones internas que se producen dentro de la estructura del firme (N/m2, Pa).

• Deformaciones debido a la tensión, expresadas generalmente como cociente del cambio

de dimensión y la dimensión inicial (mm/mm).

• Desplazamientos, que son el cambio lineal en una dimensión. (milímetro o µm).

2.2.1.2. Modelo 3D de elementos finitos

El método de los elementos finitos (FEM) es una técnica del análisis numérico para obtener

soluciones aproximadas a una variedad amplia de problemas de la ingeniería. Aunque está

concebido originalmente para estudiar tensiones en las estructuras, se ha ampliado y se ha

aplicado en diversos campos de la mecánica de medios continuos (HUEBNER, K.H.; DEWHIRST,

D.L.; SMITH, D.E. AND BYROM, T.G., 2001).


88

Las deformaciones de un elemento particular del firme no se pueden obtener directamente de

una ecuación porque las funciones que describen las deformaciones son particulares para cada

posición específica. Sin embargo, con el método de los elementos finitos, se puede dividir un

volumen continuo (por ejemplo el volumen de firme) en pequeñas porciones discretas y obtener

así una solución numérica aproximada para cada porción individual, lo que nos proporcionará

una solución exacta para el volumen total del firme. Hasta hace pocos años, era impensable

afrontar estos cálculos ya que son muy laboriosos y requerían un gran número de horas, pero hoy

en día, gracias al avance de la informática y al aumento de la velocidad de cálculo de sus

procesadores, se pueden afrontar sin ningún problema.

En el análisis de FEM de un revestimiento firme flexible, la región del interés (el firme y su base

de apoyo) se dividen en un número discreto de elementos a partir de la zona en la que las ruedas

transmiten las cargas. Se tiene así situadas las cargas justo encima de la región a analizar. Los

elementos finitos se extienden horizontalmente y verticalmente desde la rueda para incluir todas

las zonas de interés dentro de la zona de influencia de la rueda.

Fig. 2.22. Representación de elementos finitos en 3D (Programa EverFlex)

WU, H. (2001).

En la figura anterior, se observa la zona de carga de las ruedas, una grieta y una zona de

deslizamiento entre dos capas.


89

Desde los años 80, se han utilizado diversos programas de elementos finitos en 3-D para su

empleo en ingeniería estructural, destacamos, a modo de ejemplo, el programa de ordenador

desarrollado por Hongyu Wu y George Turkiyyah en la universidad de Washington (WU, H.

2001), llamado EverFlex. Todos estos programas tienen la capacidad de analizar diferentes

modelos de aplicación de la carga incluyendo modelos estáticos, dinámicos en régimen

permanente, impacto y cargas móviles.

Los resultados que se obtienen de un análisis de FEM son iguales que los que se obtienen con un

análisis por medio de modelos elástico bidimensionales, pero además, el método de elementos

finitos permite realizar representaciones gráficas de estos valores, tal y como se muestra a

continuación.

Fig. 2.23. Diagramas tridimensional, superficial y sección de la tensión. WU, H. (2001)

2.2.2. Modelo mecánico de comportamiento: Criterios de fallo

El método de diseño de firmes analítico necesita una serie de datos empíricos (por lo que

también se puede denominar modelo mecánico – empírico en el caso de usar un modelo de

respuesta de tipo mecánico).

Los datos empíricos introducidos son principalmente las ecuaciones utilizadas para calcular el

número máximo de ciclos de carga que sopota el firme antes del fallo. Estas ecuaciones se

obtienen analizando el funcionamiento del firme y relacionando el tipo y grado de fallo

observado con una tensión inicial bajo varias cargas. Actualmente, existen tres tipos de criterios

de fallo de utilización habitual: el criterio de fallo por fatiga (producción de grietas por fatiga),

el criterio de fallo por deformación plástica permanente (que suele desembocar en la formación


90

de roderas) y el criterio de fallo por deflexiones (desplazamiento de la superficie en el punto de

apoyo de la carga).

Es necesario tener en cuenta que estos criterios de fallo empíricos que se utilizan deben estar

adecuados a las condiciones locales de utilización, no siendo, por lo general utilizables a escala

universal, sino, que es necesario particularizarlos para casos concretos.

2.2.2.1. Criterio de fallo por fatiga (grietas por fatiga)

Se han desarrollado muchos criterios para estimar (para un determinado nivel de carga) el

número máximo de repeticiones o ciclos carga que soporta un firme antes de que se produzca su

fallo por fatiga. La mayor parte de los criterios utilizan la (ετ) tensión horizontal existente en el

fondo de la capa de firme de mezcla bituminosa en caliente (MBC) y su módulo elástico. Así,

por ejemplo, el criterio de FINN, F.N., ET AL. (1977) es:

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛−⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛−= − 36 10

log854.010

log291.3947.15log ACtf

EN

ε

donde: Nf = Número de ciclos hasta el fallo

ετ = Deformación horizontal en el fondo de la capa de MBC

EAC = Módulo elástico de la MBC

El criterio de FINN, F.N., ET AL. (1977) define el fallo por fatiga de una MBC cuando está

agrietado al menos el 10% de la superficie de la zona de rodada (zona del firme por la que

habitualmente discurren las ruedas de los vehículos).


91

Fig. 2.24. Relación entre la tensión existente en el firme y el número de ciclos hasta el fallo.

FINN, F.N., ET AL. (1977)

En la gráfica anterior se puede observar la relación entre la tensión horizontal existente en el

firme y el número de ciclos hasta el fallo para dos niveles de módulo elástico del firme distintos.

Según esta relación las grietas por fatiga comienzan normalmente de abajo a arriba. Sin

embargo, a finales de los años 90 se empezó a considerar un segundo modo de iniciación y

propagación de las grietas: el agrietamiento de arriba hacia abajo. Hay tres teorías básicas sobre

el mecanismo de propagación de las grietas de arriba hacia abajo (STEPHEN T. MUENCH, JOE P.

MAHONEY, LINDA M. PIERCE ET AL, 2003):

• Las grandes deformaciones horizontales superficiales que se producen debido al paso de

neumáticos. (los neumáticos anchos y las altas presiones de hinchado pueden ser sus

causas principales).

• El envejecimiento de los materiales que integran las capas de firme dan como resultado

altas deformaciones de origen térmico. (muy probablemente una causa de las grietas

transversales observadas).

• La baja rigidez de la capa superior de firme a causa de las altas temperaturas

superficiales.


92

Muy probablemente, el mecanismo real es una combinación de los tres anteriores.

Al aplicar los criterios de fallo por fatiga a los diversos tipos de materiales que integran las capas

del firme obtenemos las correspondientes leyes de fatiga de cada material. Los parámetros

críticos que se deben de considerar en función del tipo de material son:

- Mezclas bituminosas: máxima deformación radial de tracción y ley de fatiga de la

forma: log ε= A + B log N

- Capas tratadas con cemento: máxima tensión tangencial de tracción y ley de fatiga de

la forma: σ/σmáx=1-A logN

- Capas granulares y explanadas: máxima deformación vertical de compresión y ley de

fatiga de la forma: log ε= A + B log N

En todos los casos N es el número de aplicaciones de una carga de tipo P0.

La comparación del valor admisible del número de aplicaciones de la carga tipo con el tráfico

esperado requiere establecer la equivalencia entre el espectro de cargas que constituye dicho

tráfico y el número de aplicaciones de dicha carga tipo que produciría el mismo daño en el firme.

Según lo que se deduce de los ensayos de la AASHO (HIGHWAY RESEARCH BOARD , 1961) un

eje simple de magnitud Pi equivale a un número de ejes simples de magnitud P0 dado por la

expresión (Pi/P0)α donde α depende del tipo de firme, siendo en general tanto mayor cuanto más

rígido sea éste; así, según el ensayo de la AASHO, para firmes flexibles se coge un valor de 4,

mientras que par firmes semirrígidos se coge un valor de 8 y para rígidos uno de 12. De la

misma forma, un eje doble de magnitud Qj equivale a un número de ejes simples de magnitud P0

dado por la expresión β(Qj/2P0)α, considerándose un valor de β de 2,5 para firmes rígidos y de

1,4 para el resto de firmes.


93

Fig. 2.25.Grietas producidas por fatiga del firme.

Según HALLIN, J.P. ET AL (2004), para una mezcla bituminosa en caliente es aplicable la Ley de

Miner, que dice que el grado total de fatiga F ocasionado por un conjunto de cargas aplicadas ni

veces cada una de ellas es:

F= Σ fi ni=Σni/Ni

siendo

- fi =1/Ni el grado de fatiga producido por una única aplicación de una carga Pi.

- Ni el número de aplicaciones de dicha carga.

Pi (kN) ni ‘ ei= (Pi /130)4 ‘ niei fi(%) =100niei/N

50 25.000 0,0219 548 0,0548

70 75.000 0,0841 6.308 0,6308

90 200.000 0,2297 45.940 4,5940

110 300.000 0,5126 153.780 15,3780

130 150.000 1,0000 150.000 15,0000

150 100.000 1,7725 177.250 17,7250

Grado de fatiga que produce el espectro de carga F= Σ fi= 53,3826%

Tabla 2.9 Ley de Miner con un espectro de carga Pini suponiendo que N=106 es el número

admisible de solicitaciones e un eje tipo de 130kN. KRAMER, C. ET AL (2004)


94

Sabido es que la Ley de Miner tiene una serie de inconvenientes de tipo conceptual en su

aplicación, ya que considera la conmutatividad del daño producido por cada carga, que no tiene

por que serlo y no contempla la existencia de valores límite. También debe tenerse en cuenta

(ELICES, M. 1998), que no se refleja en la ley de Miner la influencia de la tensión media,

apareciendo sólo la amplitud de la oscilación; y en algunos materiales, la vida depende además

del nivel de carga alrededor del cual oscila la tensión, y la vida suele ser más corta cuanto más

alto sea el nivel medio de tensión.

2.2.2.2. Criterio de fallo por deformación plástica permanente (Rutting).

Las mezclas bituminosas en caliente son un materiales que se pueden considerar elástico – lineal

a temperaturas bajas y frecuencias de carga altas, pero muestra propiedades viscosas y plásticas a

temperaturas mayores. GARNICA, P., GÓMEZ, J.A., Y SESMA, J.A. (2002). Debido a este

comportamiento, el espectro de cargas repetidas generadas por el tráfico generan deformaciones

permanentes en las capas de MBC, especialmente durante el periodo de verano. A esta

deformación permanente inducida por las cargas del tráfico en un firme flexible es a lo que

llamamos rodera.

Dependiendo de la magnitud de las cargas y de las capas que constituyen el firme, la

deformación permanente puede darse en el subsuelo, en la base, o en las capas superiores de la

mezcla bituminosa en caliente.

Fig. 2.26. Reparto de cargas en un firme flexible.


95

Para evitar la formación de roderas es necesario un profundo conocimiento de las contribuciones

relativas de las distintas capas (subsuelo, base, y MBC) a la deformación permanente total en el

firme, por lo que es preciso estudiar el comportamiento de cada una de las capas; así por

ejemplo, en las capas constituidas por MBC, las deformaciones permanentes depende

fuertemente del tipo de ligante bituminoso utilizado, de la composición de la mezcla, de la

forma y tamaño de las partículas, y de la calidad de los áridos y aditivos. También la temperatura

del firme afecta a la deformación permanente, pero no sólo las temperaturas máximas, sino que

también los gradientes de temperatura pueden tener una gran influencia. Como no, es necesario

tener en cuenta la conductividad térmica de la mezcla para ver el grado de afección de la

temperatura a la deformación permanente. Cabe citar también otros factores que afectan a la

deformación permanente de las mezclas bituminosas, como son el ancho de los carriles (cuanto

más estrechos las cargas del tráfico, más pequeña es la banda de rodada, por lo que las cargas se

concentran más en un mismo área, aumentando la deformación plástica permanente), la

velocidad de circulación (cuanto más baja sea la velocidad, menor frecuencia de aplicación de

las cargas y por tanto mayor aumento de la deformación). También la deformación se ve

favorecida cuanto más profundas sean las roderas existentes.

En cuanto a la evolución de las deformaciones, al comienzo de la entrada en servicio del firme

existe una primera fase de consolidación, posteriormente, el índice de deformaciones

permanentes normalmente decrece con un incremento en las repeticiones de carga, hasta que se

vuelve razonablemente constante. Finalmente, el índice de deformación permanente puede

comenzar a incrementarse con un aumento en las repeticiones de cargas. Esta ultima fase tiene

lugar sólo en situaciones extremas, e indican deterioro total del firme.

La deformación plástica permanente del firme se caracteriza por una sección de superficie

desplazada, constituyendo lo que comúnmente se da en llamar roderas. Existen dos tipos de

roderas: roderas por fallos de las capas inferiores del firme (las no constituidas por mezclas

bituminosas) y roderas por fallos en la capas superiores del firme (las constituidas por mezclas

bituminosas).


96

Fig. 2.27. Roderas por fallos en las capas superiores e inferiores del firme.

GARNICA, P., GÓMEZ, J.A., Y SESMA, J.A. (2002)

La experiencia nos demuestra que se pueden identificar la capa o las capas responsables de la

deformación plástica permanente de un revestimiento flexible realizando un análisis de la forma

del perfil superficial transversal del firme, ya que medir un perfil superficial transversal es

mucho más fácil y menos costoso que realizar una zanja transversal para examinar las capas

subyacentes.

Los criterios actuales de fallo explican que la deformación plástica permanente que se produce

en el firme es debida a una estructura débil en el firme, por lo que para su análisis se utiliza la

deformación vertical (εν) medida en la parte inferior de la capa del subsuelo, así por ejemplo,

WHITE, G. (2006) utiliza la expresión:

4843.4618 1010077.1 ⎟⎟

⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛×=

−

vfN

ε

siendo Nf el número de ciclos hasta el fallo. Se define el fallo como las deformaciones verticales

superiores a 12.5 milímetros en la zona de rodada del firme.


97

Fig. 2.28. Deformación vertical versus número de ciclos hasta fallo. WHITE, G. (2006)

2.2.2.3. Criterio de fallo por deflexiones

Desde los años 40 se han desarrollado diversos criterios de fallo basados en las deflexiones.

Como ejemplo, destacan el criterio de la AASHO (HIGHWAY RESEARCH BOARD, 1961) y el

criterio de la Roads and Transportation Association of Canada (RTAC) publicado en 1977.

a) Con los resultados de la AASHO road test se llegó a la siguiente relación:

sndLW log25.3log32.140.9log 15.2 −+=

donde: W2.5 = Número de aplicaciones de carga por eje L1 soportada por un firme

con un índice de vida útil de 2.5

L1 = Carga por eje (kilolibras)

dsn = Deflexión del firme medida con la viga de Benkelman (0.001 pulg.)

medida en primavera (después de la “desaparición de la helada.”)

Se puede obtener una ecuación de eje equivalentes (ESAL) estándar utilizando los datos

obtenidos de 2 hasta 6 ciclos y aplicando cargas por eje de 6, 12, 18, 22.4, y 30 kilolibras:


98

sndW log25.306.11log 5.2 −=

b) El criterio de RTAC se calcula con la ecuación siguiente (ROADS AND TRANSPORTATION

ASSOCIATION OF CANADA –RTAC. ,1977 Y HAAS, R.; HUDSON, W.R. AND ZANIEWSKI, J. 1994):

[ ])(log30103.040824.010 ESALBB −=

siendo BB = deflexión máxima (pulgadas) a una temperatura de 70ºF (21°C)

ESAL =

Número de ejes equivalentes, tomando una carga por eje equivalente de 80

kN (18000 lb.)

Las deflexiones límite para ambos criterios son:

Deflexión límite(pulg.) Cargas hasta fallo

AASHO RTAC

10,000 0.148 0.100

100,000 0.072 0.080

1,000,000 0.036 0.040

10,000,000 0.018 0.020

Tabla 2.10 Límites de deflexiones

El criterio de fallo utilizado en el diseño del firme es muy importante, ya con él se determina el

espesor del material a utilizar para un nivel de tráfico dado. Es necesario tener en cuenta que en

la realidad unos criterios de fallo prevalecen sobre otros, dependiendo de una serie de variables

(nivel del tráfico, grosor de la capa, etc). Así por ejemplo, (WHITE, G., 2006) si se utiliza para la

construcción de varios firmes de distinto espesor, (por ejemplo 150 mm, 250 mm y 350 mm) una

misma mezcla bituminosa de una determinada composición, con un comportamiento constante


99

(por ejemplo E1= 3,450 Mpa, E2= 172 Mpa, E3= 52 Mpa), se puede apreciar que para este caso la

deformación permanente acumulada suele prevalecer como criterio de diseño en todos los casos

salvo en los casos de elevado tráfico pesado y gran espesor, en los que el criterio de fatiga cobra

más importancia.

(150 mm) (250 mm)

(350 mm)

Fig. 2.29. Criterio de fallo según volumen de tráfico y espesor. (WHITE, G., 2006)

Cargas aplicadas

(Eje equivalente 40kN) Grosor real del firme (mm)

Grosor mínimo según

método RTAC (mm) Criterio de fallo

150 100 Rutting 2 x 104 250 60 Rutting

350 50 Rutting 150 150 Rutting

2 x 105 250 125 Rutting 350 90 Rutting 150 210 Rutting

2 x 106 250 200 Fatiga 350 190 Fatiga

Tabla 2.11 Criterio de fallo según volumen de tráfico y espesor. (WHITE, G., 2006)


100

2.2.2.4. Programas de cálculo

Generalmente, los algoritmos de cálculo utilizados para la puesta en práctica de los modelos de

comportamiento tienen una gran complejidad, por lo que obtener a menudo no se pueden obtener

soluciones integrables o resultan poco prácticas. Antiguamente se utilizaban tablas y ábacos,

pero hoy en día, teniendo en cuenta la gran capacidad de los ordenadores actuales y con una

adecuada caracterización de los materiales, se pueden programar las ecuaciones diferenciales

para calcular los esfuerzos, deformaciones y deflexiones a las que esta sometido el firme y la

subrasante por acción de las cargas impuestas por el tráfico.

Existe una gran cantidad de programas informáticos, ALIZE III, BISAR, CHEVRON, ELSYM

5, KENLAYER, EVERSTRESS, FLAC3D 2.00 (Modelo elástico no lineal), etc., que resuelven

las ecuaciones diferenciales que determinan los estados tensionales del firme.

Distinguiremos dentro del cálculo, el de tipo directo y el de tipo inverso.

a) Cálculo directo

Con los valores de los módulos y espesores de las capas y empleando programas de ordenador

que determinan las tensiones, deformaciones y desplazamientos se comprueba si la estructura del

firme esta bien dimensionada con las suposiciones hechas inicialmente. La solución a la que se

llega de esta manera es única.

b) Cálculo inverso

Cuando hay que estimar la capacidad estructural de un firme en servicio que esta llegando al

final de su período de diseño se recurre a medir el desplazamiento vertical del firme (deflexión)

bajo una carga estándar predeterminada; esta estimación se hace conociendo los espesores y las

deflexiones en uno o en varios puntos donde se aplica dicha carga(cuenco de deflexiones); con

estas deflexiones y espesores se pueden determinar los valores de los módulos de los materiales

que están constituyendo el firme. La solución no es exacta ni única y se requieren varias

reiteraciones y el criterio de ingeniero para ajustar la solución definitiva.


101

Para el calculo inverso también existen programas de computador como el EVERCAL 5.0,

MODULUS 5.1, que hacen las iteraciones necesarias automáticamente.

CALCULO DIRECTO

DATOS RESULTADOS E, h, μ ⇒ σz, εz, εt, d

CALCULO INVERSO

RESULTADOS DATOS E, σz, εz, εt ⇐ h, μ, d

Tabla 2.12 Esquema de funcionamiento de los programas de cálculo.

3. METODOLOGÍA DE DISEÑO DE LA MEZCLA

El estudio de una mezcla bituminosa está encaminado a obtener un material que cumpla unas

exigencias de tipo mecánico, si se trata de rodadura también unas resistencia al deslizamiento y

por supuesto durabilidad.

Una mezcla bituminosa en caliente está integrada básicamente, como ya se ha visto, por dos

componentes, el ligante o betún y los áridos. El diseño de la mezcla es el proceso con el que se

determina qué áridos, incluido el polvo mineral, y qué betún se utiliza, así como la combinación

óptima entre ambos.

El diseño de la mezcla es un procedimiento del laboratorio que utiliza varios ensayos para

caracterizar cada mezcla. Con ello, se trata de simular la fabricación real, la construcción y el

funcionamiento de la mezcla bituminosa en caliente, con lo que se puede predecir (con un grado

de certeza razonable) qué mezcla es la mejor para el uso particular al que va a ser destinada.


102

Al ser una simulación, el diseño de la mezcla tiene sus limitaciones. Así, existen diferencias

sustanciales entre el laboratorio y las condiciones del campo ya que, unas muestras a las que se

le aplica una máquina de compactación y un par de dispositivos de prueba no pueden reconstruir

completamente las condiciones reales de fabricación, de construcción y de funcionamiento. Las

correlaciones actualmente usadas entre los datos de laboratorio y los reales son empíricas y

extremadamente groseras. (por ejemplo, las categorías altas, medias y bajas del tráfico). Sin

embargo, a pesar de estas limitaciones, los procedimientos de diseño de la mezcla pueden

proporcionar una simulación rentable y razonablemente exacta que sea útil para el diseño de la

mezcla.

3.1. Objetivos del diseño de la mezcla

Mediante la dosificación adecuada de los distintos componentes de la mezcla bituminosa se

intenta alcanzar las características siguientes en el producto final, es decir, en la mezcla

bituminosa en caliente colocada en obra. (ROBERTS, F.L., KANDHAL, P.S., BROWN, E.R., LEE,

D.Y. Y KENNEDY, T.W., 1996):

Resistencia de la deformación (estabilidad). Las mezclas bituminosas en caliente no deben

deformarse bajo las cargas del tráfico formando roderas. La deformación de la mezcla

bituminosa en caliente se relaciona con:

• Características de la superficie de los áridos que lo integran y de la abrasión. Las

partículas redondeadas tienden a deslizarse unas sobre otras por efecto de las cargas a

que está sometida la mezcla bituminosa en caliente, deformándola. Las partículas

angulares evitan estas deformaciones ya que crece el rozamiento interno entre ellas.

También crece el rozamiento interno del esqueleto mineral si las partículas son

superficialmente áspera así como una menor proporción de huecos, es decir una mayor

densidad, por lo que la compactación es un factor muy importante. Si los áridos son

demasiado blandos, se pueden producir distorsiones de la mezcla debido a su rotura por

lo que se suele pedir una dureza mínima de los mismos.


103

• Granulometría de los árido. Las gradaciones excesivas de los áridos (natural o causado

por la abrasión excesiva de los mismos) causan distorsiones en la mezcla debido a que

una cantidad grande de partículas finas tiende a desplazar a las partículas más grandes

aparte, alterando el comportamiento del conjunto. Asimismo, el exceso de finos aumenta

de gran forma la superficie específica, por lo que puede haber problemas de cohesión, ya

que pueden no llegar a cubrirse todas las partículas con ligante. (La cohesión se confía

exclusivamente al ligante, ya que la existente entre partículas del árido se suele

considerar despreciable). Por todo ello, se establecen una serie de husos granulométricos

que limitan el contenido, tanto máximo como mínimo, de cada fracción de áridos en la

mezcla bituminosa.

Fig. 2.30. Ejemplo huso granulométrico mezcla bituminosa en caliente tipo S-12 y curva de un árido encajada.

• Contenido excesivo de betún. El exceso de contenido de ligante tiende a lubricar y

segregar las partículas de áridos por lo que aumenta su deformación bajo cargas, por lo

que se suele fijar un contenido óptimo de ligante.

0

20

40

60

80

100

% Q

UE

PA

SA

T am año de las partícu las en m m

40 25 20

12.5 8 4

0.5

0.25

0.12

5

0.06

3


104

• Viscosidad de la capa de mezcla bituminosa en caliente a altas temperaturas. En los

meses calientes del verano, la viscosidad de la capa de mezcla bituminosa en caliente es

menor, por lo que el firme se deforma más fácilmente bajo carga, por lo que es necesario

fijar una viscosidad mínima a alta temperatura de la capa.

Resistencia a la fatiga. La mezcla bituminosa en caliente, una vez sometida a las cargas

repetidas del tráfico, debe permanecer sin grietas durante un cierto plazo. El agrietamiento por

fatiga de la mezcla bituminosa en caliente se relaciona con la composición y la rigidez de las

capa del firme. Un contenido de betún más alto da a una capa de mezcla con una mayor

tendencia a la deformación elástica, o por lo menos a una deformación plástica mayor antes de la

fractura. El contenido óptimo de ligante o betún, se determina con el diseño de la mezcla y debe

ser el suficiente para prevenir un agrietamiento excesivo por fatiga. Se debe considera, no

obstante, que el aumento excesivo de ligante, puede provocar la formación de roderas. Por

último, es necesario tener en cuenta que la resistencia a fatiga de la mezcla depende de la

relación entre el espesor de la capa y las cargas aplicadas.

Resistencia al agrietamiento a baja temperatura. La mezcla bituminosa en caliente no debe

agrietarse cuando está sujetado a temperaturas ambiente bajas. El agrietamiento en estos casos

es función de la rigidez de la mezcla bituminosa en caliente a baja temperatura.

Durabilidad. La mezcla bituminosa en caliente no debe tener envejecimiento excesivo durante

su vida útil. Su durabilidad se relaciona con:

• El espesor de la película de ligante alrededor de cada partícula de árido. Si el espesor de

la película que rodea a las partículas de árido es escaso, es posible que pueda llegar a

acceder agua a través de los agujeros de la película por lo que si el árido es hidrofílico, el

agua desplazará a la película de ligante y la cohesión betún - árido se perderá.

• Huecos. Un porcentaje de huecos excesivo (8% o más) aumenta la permeabilidad de la

mezcla bituminosa en caliente y el acceso del oxígeno lo que acelera la oxidación y la

volatilización. Una cantidad excesiva de huecos en la mezcla suele deberse a un mal

diseño de la mezcla bituminosa o bien a un problema durante la fase construcción.


105

Resistencia a la humedad. Las mezclas bituminosas en caliente no deben degradarse por la

humedad. Su resistencia a los daños por humedad se relacionan con:

• Características mineralógicas y químicas de los áridos. Algunos áridos atraen la

humedad a sus superficies, lo que puede causar del despegue del ligante.

• Huecos. Cuando los huecos en las mezclas exceden del 8% del volumen, pueden

interconectarse y permitir que el agua penetre fácilmente, causando daños por

humedad por la presión del poro o la extensión del hielo.

Resistencia al deslizamiento. Las mezclas bituminosas en caliente deben proporcionar la

suficiente fricción al contacto con el neumático de un vehículo. La baja resistencia al

deslizamiento se relaciona generalmente con:

• Características de los áridos tales como textura, forma, tamaño y resistencia al

pulimento. Los áridos lisos, redondeados o pulidos son más propensos al

deslizamiento.

• Contenido de betún. Un excesivo contenido de ligante puede provocar deslizamiento

por exceso de betún en superficie como se observa en la siguiente fotografía.

. Fig. 2.31. Sangrado de las zonas de rodada por exceso de betún en la mezcla bituminosa.


106

Puesta en obra. Las mezclas bituminosas en caliente deben de tener una buena trabajabilidad

para favorecer su puesta en obra. La puesta en obra se relaciona con

• Textura, forma y tamaño de los áridos. Las partículas planas, alargadas o angulares

tienden a dificultar el deslizamiento entre ellas por lo que su colocación y puesta en

obra es más difícil.

• Huso granulométrico. Los áridos con exceso de finos pueden dar mezclas blandas.

• Contenido de betún El bajo contenido de betún en la mezcla produce una baja

trabajabilidad de la misma; sin embargo, un alto contenido, aumenta su

deformabilidad, por lo que hay que llegar a un contenido óptimo del mismo.

• Viscosidad de la mezcla bituminosa a la temperatura de extendido. Si la viscosidad

de la mezcla es demasiado alta a la temperatura de fabricación y puesta en obra, su

trabajabilidad es baja, por lo que será difícil de compactar y el producto final no

alcanzará las propiedades adecuadas.

El objetivo final del diseño de una mezcla bituminosa es desarrollar un procedimiento

relativamente simple con una cantidad mínima de ensayos y muestras para producir una mezcla

con las características anteriormente señaladas.

El resultado final de un diseño es la fórmula de trabajo, en la que se definen los materiales más

adecuados sus especificaciones, y sus rangos de tolerancia.

Tamiz (mm) 19.0 12.5 9.5 2.36 0.075

Puntos de control de la

gradación o huso (% pasa) Mín. 100 90 - 100 Máx.90 28 - 58 2.0 - 7.0

Fórmula de trabajo 100 96 75 29 4.5

Tolerancia 99 - 100 +/- 6% +/- 6% +/- 4% +/- 2.0%

Límites de tolerancia 99 - 100 90 - 100 69 - 81 25 - 33 2.5 - 6.5

Tabla 2.13 Ejemplo de fórmula de trabajo de una mezcla bituminosa


107

3.2. Métodos de diseño tradicionales

Dentro de los métodos de diseño tradicionales, se pueden establecer dos grupos:

• los que se basan en la superficie específica del árido

• los basados en ensayos mecánicos de tipo empírico.

3.2.1. Métodos basados en la superficie específica del árido.

Se basan en una estimación del peso de ligante necesario para cubrir la superficie de los áridos.

Este problema se puede complicar si tenemos en cuenta la influencia de diversos factores que

caracterizan el material: naturaleza, rugosidad superficial, forma, densidad relativa, absorción,

etc. Estos métodos tienen un gran carácter empírico por lo que los resultados son buenos si el

conocimiento de los materiales a emplear lo es.

Este tipo de ensayos se utiliza cuando no es adecuado estudiar la mezcla por medios mecánicos,

lo que ocurre cuando el esqueleto mineral tiene partículas mayores de 25 mm, ya que se

producirían resultados erróneos. Son por tanto métodos sencillos y rápidos, pero imprecisos, por

lo que aunque para mezclas abiertas esto no es importante, sí lo es para as cerradas, ya que son

muy sensibles a la variación del contenido de betún.

Dentro de estos métodos destacan:

3.2.1.1. Método Duriez

La cantidad de ligante (LOMA J.L., 1996) se obtiene de:

P= K (Σ*α)1/5

K es el modulo de riqueza (varía entre 3,45 y 4,50 dependiendo del espesor de betún estimado).

Para las mezclas utilizadas en España se suele utilizar K=3,50.


108

Σ es la superficie específica convencional:

100Σ=0,25G+2,3S+12s+135f

siendo:

- G el % superior a 6 mm,

- S el % entre 6 mm y 315 μm,

- s el % entre 315 μm y 80 μm y

- f el % inferior a 80 μm

α es el factor de corrección de densidad relativa del árido: α = 2,65 / densidad relativa árido.

3.2.1.2. Método Belga

En este método se exige que se cumpla (LOMA J.L., 1996) que:

F/(F+S) ≥ 0,18; P/(F+S+P) ≤ 0,65; Ligante= a*F/100 + b*S/100 + c*P/100

Siendo:

- F el porcentaje de filler de la mezcla,

- S el porcentaje de arena,

- P el porcentaje de material superior a 10 mm y

- a, b, c los contenidos óptimos de ligante para el filler, la arena y los gruesos

respectivamente, para los que se calculan unos valores de acuerdo con las siguientes

expresiones:

a = 100*ε*σ / [ε*σ+(1-ε)*ρ]

siendo:

- la densidad del filler.

- la densidad del ligante.

- el porcentaje de huecos.

b= 3,6 a 5,0 (arenas rodadas a arenas de machaqueo)

c=4,0 a 6,0 (áridos de densidad relativa 2,7 que toman c=4,6)


109

3.2.1.3. Método del Instituto del Asfalto

El porcentaje de ligante referido al peso total de la mezcla viene dado por la expresión (LOMA

J.L., 1996):

P= 0,035 a + 0,045 b + Kc + F

Siendo:

- a el porcentaje retenido por el tamiz nº 8 ASTM,

- b el retenido entre el tamiz nº 8 y el 200 ASTM

- c el porcentaje que pasa por el tamiz nº 200 ASTM

- K es un coeficiente que adopta unos valores en función de c:

K Valores de c

0,15 Entre 11 y 15

0,18 Entre 6 y 10

0,20 Entre 0y 5

- F es un valor que se adopta en función de la experiencia, que varía de 0 a 2, estando

los valores más usados comprendidos entre 0,7 y 1.

3.2.1.4. Método del C.K.E. (Centrifuge Kerosene Equivalent)

Se recoge en la norma NLT-169/93 (CEDEX, 1992-2000) y se basa en la obtención del

contenido de ligante en las mezclas bituminosas. La superficie específica de los áridos se

determina multiplicando ciertos factores que contenidos en la norma por las proporciones de

árido retenidas en una serie de tamices. Se utilizan además ciertas correcciones derivadas del

peso específico del árido de la viscosidad del ligante.

3.2.2. Métodos basados en ensayos mecánicos.


110

Estos métodos también tratan de determinar el contenido óptimo de ligante en una mezcla

específica de áridos. La forma de proceder en todos estos métodos es similar. Una vez

seleccionados los materiales a utilizar, se fabrican una serie de probetas con distinta proporción

de ligante y después se realiza un ensayo del que se obtienen las relaciones entre el porcentaje de

ligante utilizado y otros factores, tales como resistencia, deformación, contenido en huecos, etc.

Del estudio de estas relaciones se obtiene el contenido óptimo de ligante.

Son métodos más lentos y complejos que los anteriores, pero más precisos, por lo que se suelen

utilizar para mezclas cerradas, ya que son muy sensibles a la variación del contenido de betún.

Es necesario tener en cuenta que cada método solo se puede aplicar a un determinado tipo de

mezcla bituminosa.

3.2.2.1. Método de Hveem.

Los conceptos básicos del método de diseño de Hveem fueron desarrollados por Francis Hveem

a finales de los años 20 y principios de los años 30, cuando era ingeniero de la división de

carreteras de California. Actualmente, el método de Hveem se utiliza de forma amplia en todo el

mundo, así, por ejemplo, es utilizado en varios estados occidentales de los EEUU. La filosofía

básica del método de Hveem se puede resumir en tres puntos (VALLERGA, B.A. Y LOVERING,

W.R., 1985):

- Las partículas de áridos que conforman las MBC deben de estar recubiertas por una

película de ligante del suficiente espesor, por lo que es necesario tener en cuenta el

poder de absorción de los áridos.

- Las MBC deben de tener la estabilidad suficiente para resistir las cargas provocadas

por el tráfico. Dicha estabilidad está generada tanto por la fricción interna entre las

partículas del árido (el esqueleto mineral) como por la cohesión de la mezcla

bituminosa (que la proporciona mayoritariamente el ligante o betún)

- La durabilidad de la mezcla bituminosa en caliente aumenta cuanto más gruesa sea la

película de ligante que recubre los áridos.


111

De acuerdo con esta filosofía, el contenido de ligante del diseño se calcula como el contenido de

ligante que da la mayor durabilidad sin bajar de una estabilidad mínima.

El método Hveem es de aplicación solo a mezclas en caliente de tamaño máximo 25 mm.

Primeramente se realizan unos ensayos previos de los áridos, en los que se incluye un análisis

granulométrico y el peso específico y posteriormente se calcula el contenido de ligante óptimo

empleando el método CKE (Centrifuge Kerosene Equivalent).

El método CKE se divide en tres pasos básicos (ROBERTS, F.L., KANDHAL, P.S., BROWN, E.R.,

LEE, D.Y. Y KENNEDY, T.W., 1996):

- Cálculo del CKE: Una pequeña fracción de áridos finos (pasa por el tamiz nº4:

tamaño menor de 4.75 mm) se pesa y se sumerge posteriormente en keroseno. Una

vez que la muestra está saturada de keroseno se coloca en una centrifugadora durante

2 minutos para quitar el keroseno en exceso, y se vuelve a pesar. La diferencia entre

los pesos proporciona una estimación sobre la capacidad de absorción de ligante que

tiene la fracción fina de los áridos.

100×−

=D

DW

WWW

CKE

Donde:

- WW: Peso de la probeta húmeda (después de realizar el centrifugado)

- WD: Peso de la probeta en seco (antes de sumergirla en keroseno)

- Cálculo de la capacidad de absorción de ligante de la fracción gruesa. Se pesa una

pequeña fracción gruesa de los áridos (Áridos que pasen por el tamiz de 9.5 mm pero

a los que se ha retirado primeramente la fracción que pasa por el de 4.75 mm) y se

sumerge posteriormente en aceite SAE 10 durante 5 minutos. La muestra obtenida se

escurre y se seca, para lo que se coloca 15 minutos en un horno, después de los cuales

se vuelve a pesar. La diferencia entre los dos pesos es una estimación de capacidad

del árido grueso para absorber ligante.


112

100×−

=D

DW

WWW

HeldOilPercent

Donde:

- WW: Peso de la probeta húmeda (después de meterla en el horno)

- WD: Peso de la probeta en seco (antes de sumergirla en aceite)

- Cálculo del contenido óptimo de ligante. Con los resultados obtenidos anteriormente

y con la densidad específica de la mezcla bituminosa se entra en una gráfica para

determinar el porcentaje de ligante. Este porcentaje se corrige posteriormente con la

viscosidad del ligante utilizado, llegando así al porcentaje de ligante óptimo.

El método CKE se encuentra descrito en la norma AASHTO T 270: Centrifuge Kerosene

Equivalent and Approximate Bitumen Ratio (Discontinued) (AASHTO 2006) y en la norma

ASTM D 5148: Centrifuge Kerosene Equivalent. (ASTM 2006)

Una vez que se obtiene el porcentaje de ligante óptimo según el método del CKE, se fabrican

varias probetas tipo Hveem (4 pungadas de diámetro por 2,5 pulgadas de alto) con distintos

porcentajes de betún:

• determinado por la prueba de CKE

• 0.5, 1.0, 1.5 y 2.0 por ciento sobre el valor de CKE

• 0.5 y 1.0 por ciento debajo del valor de CKE

Las normas AASHTO T 247 (AASHTO 2006) y ASTM D 1561 (ASTM 2006) describen la

forma de preparación de dichas probetas con la ayuda de la máquina de compactación de

mezclas de California “California Kneading Compactors” que utiliza una base especial que rota

para simular la compactación real que se produce en obra.


113

Fig. 2.32.California Kneading Compactors


De cada probetas se determina sus densidad, se calcula el porcentaje de huecos en mezcla, se

realiza el ensayo del estabilómetro que mide la deformación (estabilidad) de la mezcla

bituminosa bajo carga, y se realiza el ensayo de entumecimiento, que determina la

susceptibilidad del material a la inmersión en agua durante 24 horas, permitiéndose un

hinchamiento máximo de 0,76 mm.

(a) Fotografía (b) Esquema

Fig. 2.33. Estabilómetro

(a) STEPHEN T. MUENCH, JOE P. MAHONEY, LINDA M. PIERCE ET AL (2003)

(b) BROWN, E.R.; KANDHAL, P.S. Y ZHANG, J. (2001)

Finalmente, el contenido de ligante de diseño seleccionado será el de la probeta que dé la

durabilidad más alta sin estar por debajo de la estabilidad permisible mínima.

Las principales ventajas del ensayo Hveem son:


114

• Ha sido desarrollado con muy buena base filosófica.

• El tiempo de realización del ensayo es corto.

• Los criterios que utiliza son muy sencillos.

Por otra parte, sus principales inconvenientes son:

• No tiene un uso tan extendido como el método Marshall.

• Necesita la máquina de compactación de mezclas de California.

• No se puede calcular una categoría o nivel de las deformaciones plásticas que se podrían

alcanzar en la mezcla.

3.2.2.2. Método Marshall.

Los conceptos básicos de este método de diseño fueron desarrollados alrededor de 1939 por

Bruce Marshall del departamento de la carretera de Mississippi y perfeccionados después por el

ejército americano durante la Segunda Guerra Mundial ya que el cuerpo del de ingenieros del

ejército comenzó a evaluar varios métodos de diseño de mezcla bituminosa para su uso en el

diseño de firme para campos de aviación debido a que las cargas de las ruedas y las presiones de

neumático de las ruedas eran cada vez mayores debido a que los aviones militares aumentaron

considerablemente de tamaño. Actualmente, el método Marshall es uno de los más extendidos a

nivel mundial.

El método original es aplicable únicamente a mezclas asfálticas en caliente para pavimentación

de viales que contengan áridos con un tamaño máximo de 25 mm (1”) o menos. Posteriormente,

se desarrollo el método Marshall modificado para tamaños máximos por encima de 38 mm

(1.5”).

El método Marshall está pensado tanto para el diseño en laboratorio como para el control en obra

de mezclas asfálticas en caliente de tipo cerrado.


115

Consiste en la fabricación, con distintos porcentajes de betún, de probetas estándar de 63,5 mm

(2 ½”) de alto y 101,6 mm (4”) de diámetro; que se preparan mediante un procedimiento

específico para calentar, combinar y compactar mezclas de betún y árido contemplado en la

norma ASTM D1559 (ASTM 2006), en la norma española UNE-EN 12697-34:2006 “Mezclas

bituminosas. Métodos de ensayo para mezcla bituminosa en caliente. Parte 34: Ensayo Marshall”

y en la norma NLT-159 “Resistencia a la deformación plástica de mezclas bituminosas

empleando el aparato Marshall” (CEDEX 1992-2000)

Fig. 2.34. Maza Marshall para compactar y máquina para ensayo Marshall.


Una vez fabricadas las probetas, se determina su densidad aparente mediante una balanza

hidrostática y utilizando los pesos específicos de los materiales que componen la mezcla se

calcula la porosidad (huecos en mezcla) y los huecos en áridos de dichas probetas.

Posteriormente, las probetas se someten al ensayo Marshall que consiste en la aplicación, a una

temperatura de 60ºC de una mordaza perimetral a la probeta, con una velocidad de deformación

constante de 50,8 mm/min (2 pulgadas/minuto). De este ensayo obtenemos la carga de rotura o

estabilidad Marshall (KN) y el acortamiento diametral hasta rotura o deformación Marshall

(mm). Con todos estos datos se construyen una serie de gráficas en función del contenido de

ligante (Densidad - %ligante, Estabilidad - %ligante, deformación - %ligante, %huecos mezcla –

ligante, %huecos áridos -ligante, etc) con las que obtenemos el contenido óptimo de ligante en la

mezcla. El criterio de elección del contenido óptimo de ligante más utilizado es escoger un


116

porcentaje de huecos en áridos determinado (por ejemplo el 4%) y a partir de él, con ayuda de la

curva huecos – ligante se obtiene un porcentaje de ligante. Para ver si puede considerarse el

porcentaje óptimo se comprueba con el resto de las curvas que la estabilidad y deformación están

dentro de un rango de valores aceptable.

Fig. 2.35. Ejemplo de selección del contenido óptimo de ligante. Método Marshall.

ROBERTS, F.L., KANDHAL, P.S., BROWN, E.R., LEE, D.Y. Y KENNEDY, T.W. (1996)

Es norma habitual confirmar los resultados obtenidos con el ensayo Marshall mediante el ensayo

de Inmersión – compresión NLT-161/84 y NLT 162/84 (CEDEX 1992-2000), con el que se

comparan los resultados de resistencias obtenidas para una serie de probetas sumergidas en agua

con otra serie de probetas que no han sido sumergidas.

También se utilizan otros ensayos más específicos, como son el ensayo en pista NLT-173/84

(CEDEX 1992-2000) con el que se pretende determinar la resistencia a la deformación plástica

de la mezcla bituminosa en estudio simulando un tráfico real mediante la acción de una rueda

maciza de goma sobre una probeta de 300 x 300 x 50 mm dispuesta en un carretón que

proporciona un movimiento de vaivén.


117

3.3. Método Superpave

Existen procedimientos que no solo se ciñen a marcar la dosificación o formulación de la

mezcla, sino que también evalúan el comportamiento reológico de la mezcla, mediante la

determinación, por ejemplo, de los módulos y las leyes de fatiga para diferentes estados

tensionales y temperaturas. Son procedimientos que consideramos ya de la parte de diseño

estructural del firme, vista anteriormente. Cabe citar, no obstante, la metodología SUPERPAVE

(Superior Performing Asphalt Pavements) desarrollada dentro del programa de investigación de

EEUU SHRP (Strategic Higway Research Program) entre 1988 y 1993 (KENNEDY, W.T., HUBER

G.A., HARRIGAN, ET ALL. 1994) y continuado con el programa de seguimiento LTPP: Long –

Term Pavement Performance. (LOPEZ, A., SPRINGER, J., WALKER, D. ET AL 2007).

Con la metodología SUPERPAVE se pretende que el proceso de dosificación de las mezclas

bituminosas integren la caracterización del comportamiento de la mezcla frente a:

1. La fatiga

2. Las deformaciones plásticas

3. El agrietamiento causado por bajas temperaturas.

El diseño de la mezcla mediante la metodología SUPERPAVE es de naturaleza volumétrica, es

decir, la dosificación del árido y del betún se realiza en volumen (y no en peso como otros

métodos). Las determinación de los distintos volúmenes se realiza de forma indirecta, mediante

el peso y la densidad de cada componente. El método de diseño de la mezcla de la metodología

SUPERPAVE fue diseñado para sustituir al método Hveem y está basado tanto en el método

Hveem como en el método Marshall.

Los dispositivos de compactación de los procedimientos Hveem y Marshall se han sustituido

por un compresor giratorio y el esfuerzo de compactación en diseño de la mezcla se vincula al

tráfico previsto. En sus comienzos, este método fue en sus inicios un programa de investigación

de los EEUU abierto para mejorar la selección de los materiales y el diseño de la mezcla y del

que finalmente se pretende obtener:


118

1. Un nuevo método de diseño de mezcla bituminosa que tiene en cuenta las cargas del

tráfico y las condiciones ambientales.

2. Un nuevo método de evaluación de las capas de asfalticas de los firmes.

3. Nuevos métodos de análisis de la mezcla.

A todos estos sistemas se les ha dado el nombre “Superior Performing Asphalt Pavement

System” (SUPERPAVE). Actualmente ya se ha terminado el desarrollo del método de diseño de

las mezclas, estando todavía en proceso de desarrollo los métodos de evaluación del

funcionamiento de las mezclas bituminosas. Es necesario reseñar en este punto que MAY R. W. y

KILLINGSWORTH B. M. (1995) han detectado diversas inconsistencias y contradicciones en varias

de las propiedades evaluadas con el método SUPERPAVE.

El método de diseño de la mezcla de Superpave consiste en 7 pasos básicos:

1. Selección de los áridos.

2. Selección del tipo de capa de mezcla bituminosa.

3. Preparación de la muestra (compactación incluyendo).

4. Pruebas del funcionamiento.

5. Cálculos de densidad y de huecos.

6. Selección óptima del contenido de betún.

7. Evaluación de la susceptibilidad a la humedad.

Los aspectos a resaltar del método de SUPERPAVE son:

1. La utilización de ensayor formales para la evaluación de los áridos (requisitos de

consenso).

2. La utilización del grado de comportamiento o performance grading (PG), basado en la

idea de que las propiedades de la capa de mezcla bituminosa deben estar relacionadas

con sus condiciones de uso, incluidas las condiciones climatológicas, y las condiciones

de envejecimiento

3. El uso del compresor giratorio para simular la compactación en obra.

4. Cargas de tráfico y consideraciones ambientales.


119

5. Diseño volumétrico de la mezcla.

Actualmente la metodología SUPERPAVE establece tres niveles de diseño, en función del

número ejes equivalentes durante el periodo de vida del proyecto.

- Nivel 1, de tráfico ligero (menos de 106 ejes equivalentes simples, de 80 KN) en

el que es suficiente aplicar especificaciones granulometricas y controles de tipo

volumetrico.

- Nivel 2, de tráfico medio (de 106 a 107 ejes equivalentes simples de 80 KN) en

que que se realizan pruebas sobre comportamiento mecanico de las mezclas, para

optimizar el diseño de la mezcla de tal forma que resista a la deformacion

permanente, al agrietamiento por fatiga y a las bajas temperaturas. Los ensayos

que se realizan en este nivel, están dirigidos principalmente a estimar la

deformación permanente y el agrietamiento que puede darse durante toda la vida

útil de las capas constituidas por mezclas bituminosas.

- En el nivel 3, (tráfico pesado, más de 107 ejes equivalentes simples de 80 KN) se

utilizan pruebas adicionales que permiten estimar de una forma más precisa la

deformacion permanente, el agrietamiento por fatiga y baja temperatura.

Veamos los niveles paso por paso:

3.3.1. Nivel 1.

Este nivel requiere el diseño volumétrico, el cual involucra los siguientes aspectos:

- Selección del tipo de mezcla bituminosa.

- Selección de las propiedades de los áridos.

- Preparación de muestras.

- Selección del contenido de ligante.


120

Fig. 2.36.Parámetros de diseño volumétrico. GARNICA, P., DELGADO, H. ET AL (2004)

Para realizar el diseño, se analiza el contenido de huecos o vacios en la mezcla (Va), y en los

áridos o agregado (VMA) y los huecos llenos de ligante (VFA).

Fig. 2.37. Diagrama de la metodología de dimensionamiento SUPERPAVE


121

Las metodología SUPERPAVE simula, por medio de ensayos de laboratorio, los 3 estados

críticos a los que se ve expuesto el firme durante su vida útil:

1. Primer estado: firme original, estado que se da durante el transporte,almacenamiento y

manejo del ligante.

2. Segundo estado: envejecimiento producido despues de la fabricación y colocación de la

mezcla asfáltica.

3. Tercer estado: envejecimiento de la mezcla asfáltica cuando ha permanecido en servicio

por un largo período.

Para simular el segundo estado, el endurecimiento producido por la oxidación que ocurre durante

el mezclado y colocación de la mezcla, se utiliza el horno rotatorio de película delgada RTFOT

(rolling thin film oven test).

Posteriormente, mediante el ensayo PAV (pressure aging vessel) se oxida aceleradamente la

mezcla, simulando el tercer estado (envejecimiento severo que sufre la mezcla después de haber

estado en servicio).

Las propiedades físicas de las mezclas en el sistema SUPERPAVE se miden sobre las muestras

envejecidas en el laboratorio, simulando así las condiciones reales de operación del firme.

La medida de las propiedades físicas se realiza mediante 4 equipos de ensayo:

1. Reometro de corte dinamico (DSR = Dynamic Shear Rheometer) que se emplea para

caracterizar las propiedades visco-elasticas (a temperaturas alta e intermedia). Mide el

modulo complejo en corte (G*) y el angulo de fase, sometiendo una muestra de ligante a

tensiones de corte oscilante.


122

Fig. 2.38. Esquema de un reómetro de corte dinámico


2. Viscosimetro rotacional (RV = Rotational Viscometer) que caracteriza el módulo de

rigidez a 135°C (alta Tº), temperatura a la que actua casi enteramente como un fluido.

Fig. 2.39. Esquema de un viscosímetro rotacional


3. El reómetro de flexión (BBR = Bending Beam Rheometer) se usa para caracterizar las

propiedades del modulo de rigidez a bajas temperaturas, que es cuando el betún se

comporta como un solido elastico.


123

Fig. 2.40. Esquema de un reómetro de tensión


4. Ensayo de traccion directa (DDT = Direct Tension Test) que mide la deformacion

especifica antes del fallo a traccion sobre una muestra en forma de viga de 50.8 x 50.8 x

254 mm a bajas temperaturas.

Fig. 2.41. Esquema de un ensayo de tracción directa


Una parte importante del primer nivel de diseño SUPERPAVE son las nuevas especificaciones

para la selección de los ligantes asfálticos, definidas por su grado de comportamiento PG

(Performance Grade).

La nueva nomenclatura que define el grado de comportamiento de los firmes es PG XX-YY,

donde:


124

- PG = Grado de comportamiento

- XX = Temperatura Máxima (temperatura máxima a la cual la mezcla

bituminosa debe mantener sus propiedades durante el servicio)

- YY = Temperatura Mínima (temperatura mínima a la cual la mezcla

bituminosa debe mantener sus propiedades durante el servicio)

Al realizar un diseño, el grado de comportamiento del firme (PG) se selecciona considerando la

región geográfica y las temperaturas a las que estará sometido el firme (a partir de registros

históricos de temperaturas).

Temperatura Máxima Temperatura Mínima

PG 46 -34, -40, -46

PG 52 -10,-16,-22,-28,-34,-40,-46

PG 58 -16,-22,-28,-34,-40

PG 64 -10,-16,-22,-28,-34,-40

PG 70 -10,-16,-22,-28,-34,-40

PG 76 -10,-16,-22,-28,-34

PG 82 -10,-16,-22,-28,-34

Tabla 2.14 Especificaciones de PG (AASHTO 2001)

Como puede verse, para cada temperatura alta existen varias temperaturas bajas. Así por

ejemplo un PG 46 puede ser PG 46-34 ó PG 46-40 ó PG 46-46 que significa que resiste hasta 7

días del periodo considerado (mayor que 20 años) a 46ºC de temperatura promedio y hasta una

temperatura mínima de –34ºC, ó –40ºC, ó –46ºC respectivamente.

El programa SHRP (KENNEDY, W.T., HUBER G.A., HARRIGAN, ET ALL. 1994) no desarrolló

nuevos ensayos para los áridos, sin embargo, se han añadido ensayos adicionales y se han

reformulado las especificaciones de los mismos para ajustarlas al sistema SUPERPAVE. Se han

definido así dos nuevos tipos de propiedades de los áridos: las propiedades de consenso y las de

origen.


125

a) Propiedades de Consenso: Se consideran críticas para alcanzar un buen comportamiento de la

mezcla. Se asocian a la calidad del árido para producir una mezcla resistente y durable. Las

propiedades de consenso (características de los áridos que pueden ser alteradas en las plantas de

machacado y selección) son:

• Angularidad del árido grueso.

• Angularidad del árido fino.

• Forma de las partículas: lajas y agujas.

• Contenido de arcilla (equivalente de arena).

• Granulometría combinada.

Estas propiedades deben reunir distintos niveles de calidad, los cuales dependen del nivel de

tráfico (ejes equivalentes) y de la posición de la mezcla dentro de la estructura del firme.

Con la angularidad del árido se busca alcanzar mezclas con alto grado de fricción interna, y por

ende, una alta resistencia a los esfuerzos de corte. Ello permite mejorar la resistencia a la

deformación permanente de la mezcla.

La limitación del porcentaje de agujas asegura la no susceptibilidad del árido a triturarse durante

el manejo de la mezcla y su posterior construcción y funcionamiento. Por otra parte, la

limitación de la cantidad de arcilla en los áridos mejora la adherencia de los áridos con el asfalto.

b) Propiedades de Origen: Son aquellas propiedades asociadas a la calidad del origen de los

áridos y dependen por lo tanto del lugar de obtención de los mismos. Si bien SHRP (KENNEDY,

W.T., HUBER G.A., HARRIGAN, ET ALL. 1994) no especifica valores críticos, estas propiedades

deben ser especificadas de acuerdo a la experiencia local. Estas propiedades son:

- Tenacidad o dureza.

- Durabilidad.

- Presencia de materiales extraños.


126

Las investigaciones del SHRP (KENNEDY, W.T., HUBER G.A., HARRIGAN, ET ALL. 1994) dieron

como resultado una mejora en las especificaciones de graduación (husos) existentes. Así se han

obtenido mezclas de fácil compactación, pero que tienden a ser muy frágiles y a poseer pocos

huecos en el árido. el sistema SUPERPAVE utiliza husos en los que se incluyen puntos de

control y una zona prohibida.

Fig. 2.42. Limites para las granulometrías SUPERPAVE.

GARNICA, P., DELGADO, H. ET AL (2004)

La granulometría combinada debe pasar a través de los puntos de control, lo que asegura una

determinada cantidad de huecos para albergar el ligante o betún. La curva granulométrica de los

áridos no debe pasar por la zona prohibida (Los estudios desarrollados bajo el programa SHRP

(KENNEDY, W.T., HUBER G.A., HARRIGAN, ET ALL. 1994) recomiendan que pase bajo ella), lo

que evita mezclas con una alta proporción de arena fina.

El diseño de las proporciones adecuadas de los áridos asegurará el desarrollo de un esqueleto

mineral resistente, que mejora la resistencia a la deformación permanente (roderas) y alcanza los

suficientes huecos para como para garantizar la durabilidad de la mezcla.

Por todo ello, en la metodología SUPERPAVE la curva granulometrica se debe situar dentro de

un huso definido unicamente mediante cuatro puntos: tamano maximo (pasa 100%), tamaño

maximo normal ( primer tamiz que retiene, con un maximo del 10%), finos (pasa por el tamiz


127

2,36 mm) y polvo mineral (pasa por el tamiz 75 um). El sistema SUPERPAVE establece cinco

usos granulometricos correspondientes a tamaños maximos nominales de 37,5 mm, 25 mm, 19

mm, 12,5 mm y 9,5 mm.

Las dos características claves de la metodología de diseño SUPERPAVE son el

acondicionamiento de la mezcla y la compactación efectuada en laboratorio.

Las mezclas asfálticas que se utilizan para fabricar muestras se acondicionan durante 2 horas

dentro de un horno a la temperatura de compactación (las temperaturas de mezclado y

compactación se determinan igual que en el método de diseño tradicional, en función de la

viscosidad del betún). Ello permite simular el envejecimiento de “corto plazo” que se produce

durante el almacenamiento y transporte de la mezcla asfáltica, dando tiempo además al árido a

absorber el betún. La compactación en laboratorio se realiza con el Compactador Giratorio o

SGC (SUPERPAVE Gyratory Compactor). Este equipo efectúa una rotación con un ángulo de

inclinación de 1.25 grados y aplica sobre la mezcla una presión de confinamiento de 600 KPa.

La suma de ambos factores simula el efecto producido por los rodillos compactadores (el

número de rotaciones requeridas, NDIS, se especifica en la norma AASHTO TP4-93).

Fig. 2.43. Comparación de probetas Superpave (Izq) y Marshall (Dcha).

GARNICA, P., DELGADO, H. Y SALGADO C.D. (2004)

El SGC incorpora un software que indica la altura de la probeta y el número de revoluciones, lo

que permite determinar el grado de compactación de la muestra a lo largo de todo el proceso de

compactación (introduciendo previamente el peso inicial y la densidad máxima de la mezcla).


128

Se deben preparar distintas mezclas de prueba (utilizando diferentes mezclas de áridos) a las que,

despues de efectuar la compactación, se les determinan los parámetros volumétricos (porcentaje

de betún (Pb), porcentaje de huecos o vacíos (Va), huecos del árido mineral (VMA) y huecos

llenos con betún (VFA).

La premisa fundamental del diseño volumétrico SUPERPAVE es que las probetas fabricadas

deben de contener la cantidad adecuada de betún, de forma que se alcance exactamente un 96%

de compactación r(es decir, un 4% de huecos para el número de rotaciones requeridas, NDIS),

por lo que se calculan unos parámetros volumétricos nuevos, utilizando los inicialmente

calculados, para el caso en que el contenido de vacíos (Va) fuera exactamente 4%. Las fórmulas

para realizar las estimaciones son las siguientes:

- PbESTIMADO = PbINICIAL – 0.4*(4 – VaINICIAL)

- %VMAESTIMADO = %VMAINICIAL + C*(4 – VaINICIAL)

- %VFAESTIMADO = 100* [(%VMAESTIMADO – 4) / (%VMAESTIMADO)]

- C = 0.1 si VaINICIAL < 4%

- C = 0.2 si VaINICIAL > 4%

Dichas estimaciones permitiren efectuar una apropiada y objetiva comparación entre las distintas

mezclas utilizadas. Se debe elegir la “estructura de los áridos de diseño”, es decir, aquella

mezcla que cumpla mejor con los requisitos señalados en la especificación AASHTO MP2-95.

(AASHTO 2000).

Una vez seleccionada la estructura de áridos de diseño, deben prepararse una serie de probetas

para calcular las propiedades de la mezcla en función del contenido de betún y confeccionar

gráficos para determinar el porcentaje de betún con el que se obtiene el 4% de huecos (Va).

Posteriormente, se determinar las propiedades de la mezcla con el contenido de firme

seleccionado, se comparan las propiedades de la mezcla con los criterios de diseño

SUPERPAVE (AASHTO MP2-95) y se evalúa la sensibilidad de la mezcla a la humedad,

analizando la pérdida de adherencia entre el asfalto y el árido por medio del ensayo ASSHTO

T283 (AASHTO 2000)


129

3.3.2. Nivel Intermedio

Este nivel utiliza como punto inicial el análisis volumétrico del nivel anterior. Los ensayos

establecidos para el nivel intermedio de análisis son:

- Ensayo de corte (SST, SUPERPAVE shear test): Ensayo de tipo dinámico definido en

la norma AASHTO T 320-03 “Determining the Permanent Shear Strain and Stiffness

of Asphalt Mixtures Using the Superpave Shear Tester SST”. (AASHTO 2006).

Fig. 2.44. Ensayo de corte. DEPARTMENT OF TRANSPORTATION (2007)

- Ensayo de tensión indirecta (IDT, indirect tensile test): Ensayo de tipo estático

definido en la norma AASHTO T 322-03 “Determining the Creep Compliance and

Strength of Hot-Mix Asphalt (HMA) Using the Indirect Tensile Test Device”

(AASHTO 2006).


130

Fig. 2.45. Ensayo de tensión indirecta. Department of Transportation (2007)

Utilizando equipos IDT y SST, se realizan varios ensayos para lograr de esta manera una serie de

predicciones del comportamiento de la mezcla.

En el nivel 2 se realizan ensayos para verificar la idoneidad de la mezcla en relación con los

aspectos en servicio. En particular, se examina el comportamiento frente a las deformaciones

permanentes, la fatiga y la fisuración térmica.

En este nivel, el proyectista define los niveles de deterioro admisibles: porcentaje de superficie

fisurada por fatiga, profundidad de huella y numero de fisuras por retracci6n termica. Se

sugieren como valores aceptables los de 10 mm de profundidad de huella y 10% de superficie

fisurada por fatiga.

En función de los datos metereológicos, el método determina las denominadas temperaturas

efectivas, una media para la resistencia a la fatiga y otra alta para la resistencia a la deformación

plastica. La metodología SUPERPAVE estima la resistencia a la fatiga mediante procedimientos

empiricos basados en los resultados de los ensayos de cizallamiento a altura constante o de

tracción directa.


131

3.3.3. Nivel Avanzado

Incluye la totalidad de los pasos realizados en los niveles anteriores, pero se realizan pruebas

adicionales con equipos de ensayo de corte SST y de tensión indirecta IDT, a una amplia gama

de temperaturas. Un completo análisis de la mezcla utiliza probetas confinadas SST y ofrece un

nivel de predicción del comportamiento de la misma mayor y más seguro. Utilizando la

metodología SUPERPAVE, los resultados de los ensayos de comportamiento de las mezclas

asfálticas permiten estimar con gran precisión el comportamiento del firme durante el transcurso

de su vida útil, en términos de ejes equivalentes (ESALs). De la misma manera, permite estimar

la cantidad de ejes equivalentes para alcanzar cierto nivel de resistencia al desplazamiento, a

grietas por fatiga o a grietas por bajas temperaturas.

En este nivel se mantiene el esquema de trabajo del nivel 2, pero la caracterización del diseño es

mas completa y precisa:

- Se toman varios intervalos de temperaturas dentro de un mismo año.

- Se utilizan métodos teóricos para calculo de la profundidad de las roderas que van a

ser provocadas por un determinado tráfico,.

- Se utilizan otros ensayos (carga uniaxial y carga isótropa) para un mejor

conocimiento de las deformaciones permanentes.

Asimismo, esta previsto, aunque con carácter optativo, la validación de los resultados con otros

ensayos: deformación en pista, fatiga sobre probeta prismática en flexión, retraccion termica

impedida, entre otros.


132

3. EVALUACIÓN EXPERIMENTAL DEL COMPORTAMIENTO

DEL FIRME FRENTE A FENÓMENOS DE FATIGA.

El comportamiento de las mezclas bituminosas es resultado de la integración de los

comportamientos de sus componentes: El refuerzo, constituido por los áridos, de naturaleza

elastoplástica, l(as capas granulares del firme muestran una respuesta no lineal y elastoplástica

dependiente del tiempo bajo las cargas dinámica generadas por el tráfico).y la matriz, constituido

por lo que podemos denominar masilla (el ligante más el polvo mineral o filler) de naturaleza

viscoelástica; por lo que la mezcla bituminosa tiene un comportamiento viscoelastoplástico.

(GARNICA, P., GÓMEZ, J.A., Y SESMA, J.A. 2002)

Los ensayos convencionales de betunes, tales como el ensayo de penetración, punto de

reblandecimiento de anillo y bola y viscosidad Saybolt-Furol (CEDEX 1992-2000) no

proporcionan propiedades fundamentales que puedan utilizarse en el dimensionamiento de

firmes, por lo que se han desarrollado numerosos ensayos para caracterizar el comportamiento


133

de la mezcla bituminosa en su conjunto, y que podemos agrupar en ensayos estáticos y ensayos

dinámicos.

Por último, reseñar que a comienzo de los años 90, y gracias al programa de investigación SHRP

en Estados Unidos se han realizado, como ya se ha comentado anteriormente, significativas

contribuciones para definir nuevas especificaciones en el diseño de mezclas bituminosas

(KENNEDY, W.T., HUBER G.A., HARRIGAN, ET ALL, 1994). Dentro de este programa, se

desarrolló el diseño de mezclas bituminosas mediante el método SUPERPAVE, que incluye

ensayos de tipo estático, como el de esfuerzo cortante, y de tipo dinámico, como el de tracción

indirecta. Es necesario sin embargo, tener en cuenta que se necesita bastante tiempo para realizar

el diseño de mezclas bituminosas con este método, cerca de 4 semanas MAY R. W., ANDERSON,

R. M. AND PERDOMO D. (1997), por lo que es necesario tenerlo muy en cuenta a la hora de la

planificación de las obras de extendido de MBC.

1. CARACTERIZACION DEL COMPORTAMIENTO ESTÁTICO DEL MATERIAL.

1.1. Tipos de ensayos existentes.

Podemos dividir estos ensayos en dos grandes bloques, por una parte los ensayos de

caracterización de las mezclas bituminosas, usado para predecir el funcionamiento de los firmes

y por otra los ensayos empíricos utilizados para el diseño de las mezclas asfálticas.

1.1.1. Ensayos de caracterización

Los ensayos de comportamiento estático de un material consisten básicamente en aplicar una

carga estática a una muestra y medir cómo se recupera cuando se retira la carga. Aunque estos

ensayos miden la deformación permanente de una probeta, los resultados no se correlacionan

generalmente con las medidas de deformación del firme en servicio real ya que no suele simular

ni las condiciones de contorno reales ni las cargas efectivamente aplicadas.

El ensayo más conocido es el ensayo a compresión simple o uniaxial, que es un ensayo

económico y relativamente fácil de realizar. El ensayo consiste en aplicar una tensión axial


134

estática de 100 kPa a una probeta durante un período de 1 hora a temperatura de 40°C. Los

firmes reales se exponen a presiones de neumático más altas, de hasta 828 Kpa y a temperaturas

superiores, de hasta 60°C por lo que se considera que el ensayo no simula muy bien las

condiciones de contorno (BROWN, E.R.; KANDHAL, P.S. Y ZHANG, J., 2001).

Fig. 3.1. Gráfica teórica de un ensayo de compresión simple sin confiamiento

(BROWN, E.R.; KANDHAL, P.S. Y ZHANG, J., 2001).

Existe una variante española de este ensayo, descrito en la norma NLT 161, y que consiste en

aplicar a una probeta una fuerza de compresión axial sin soporte lateral, a una velocidad de

deformación constante equivalente a 0,05 mm/min por mm de altura de probeta y medir el

desplazamiento que se produce en la probeta. Antes de ensayar las probetas, estas se sumergen

en un baño de aire regulado a 25 +/- 1 ºC durante un tiempo mínimo de 4 horas.

Otro tipo de ensayos de compresión estática son los que se mantiene la muestra confinada por lo

que se conocen también como ensayos de compresión triaxial. Son muy similares a los ensayos

descritos anteriormente pero se les aplica una presión de confinamiento, generalmente de 138

Kpa), lo que nos permite simular mejor las condiciones de contorno que en los ensayos no

confinados (ROBERTS, F.L., KANDHAL, P.S., BROWN, E.R., LEE, D.Y. Y KENNEDY, T.W., 1996).

Es necesario reseñar también los ensayos estáticos de compresión diametral en los que se

utilizan generalmente las mismas probeta pero se colocan a lo largo de una de sus generatrices

para aplicarles las cargas en su plano diametral. Entre los ensayos estándares de compresión

diametral destaca el ensayo AASHTO T 322-03 “Determining the Creep Compliance and


135

Strength of Hot-Mix Asphalt (HMA) Using the Indirect Tensile Test Device” (AASHTO 2006) o

prueba de tensión indirecta.

1.1.2. Ensayos empíricos.

Los ensayos empíricos son ensayos basados en la experiencia y en la correlación de resultados

de laboratorio por lo que sus predicciones en cuanto al funcionamiento de las mezclas

bituminosas son muy limitadas, siendo necesario realizar ensayos de laboratorio adicionales.

Entre los ensayos empíricos cabe citar el ensayo Marshall, y el ensayo Hveem, ambos ya

comentados anteriormente.

1.2. Marshall.

El ensayo Marshall es un ensayo normalizado, recogido en la norma NLT-159. Como ya se ha

comentado anteriormente, el ensayo Marshall consiste en la aplicación, a una temperatura de

60ºC de una mordaza perimetral a la probeta, con una velocidad de deformación constante de

50,8 mm/min (2 pulgadas/minuto). De este ensayo obtenemos la carga de rotura o estabilidad

Marshall (KN) y el acortamiento diametral hasta rotura o deformación Marshall (mm).

Sus principales ventajas son:

• Muy extendido, conocido, uso estandarizado para el diseño de mezclas.

• El procedimiento del ensayo está estandarizado.

• El equipo se encuentra disponible en la mayoría de los laboratorios.

• Fácil de implementar y el tiempo del ensayo es muy corto.

Sus principales inconvenientes son:

• Es un ensayo basado en la experiencia y en la correlación de resultados de laboratorio y

sus predicciones en cuanto a funcionamiento son muy limitadas, siendo necesario, en la

mayoría de los casos de otros ensayos de laboratorio adicionales.


136

• No es capaz de proporcionar una categoría o nivel de las deformaciones plásticas que se

podrían producir en la mezcla.

• Proporciona pocos datos para indicar su relación con el funcionamiento.

Para la realización de los ensayos Marshall según norma, se han fabricado en laboratorio

probetas de 10,6 mm de diámetro y 63,5 mm de altura con material procedente de los acopios

que se encuentran en la planta de fabricación de mezcla bituminosa en caliente situada en

Chanos – Lubian P.K. 108 de la autovía A-52, para lo que se han secado las distintas fracciones

de áridos a una temperatura comprendida entre 105 y 110 ºC, y posteriormente se han calentado

tanto estos como el betún hasta las temperaturas de fabricación de la mezcla bituminosa en

planta y que se especifican más adelante.

La mezcla fabricada en laboratorio se elabora con la misma fórmula de trabajo que la utilizada

en la planta situada en la obra, esto es, una mezcla tipo S-12 formada por áridos 0/6 (50%), 6/12

(45%), 12/20 (4%), betún modificado BM-3b (4,75% sobre áridos) y filler de aportación (1%).

0

2 0

4 0

6 0

8 0

1 0 0

% Q

UE

PA

SA

T a m a ñ o d e la s p a r t í c u la s e n m m

40 25 20

12.5 8 4

0.5

0.25

0.12

5

0.06

3

Fig. 3.2. Dosificación de los áridos encajada en el huso granulométrico de una mezcla

bituminosa tipo S-12.

Una vez realizada la mezcla, ésta se coloca en un molde, en el que se procede a su compactación

mediante la maza Marshall antes de que la temperatura de la mezcla descienda demasiado.


137

Una vez fabricadas las probetas, se determina su densidad aparente mediante una balanza

hidrostática y con ella y los pesos específicos de los materiales utilizados se calcula la porosidad

(huecos en mezcla) y los huecos en áridos de dichas probetas.

Una vez fabricadas las probetas, para realizar el ensayo, estas se calientan a una temperatura de

60 ± 1 ºC manteniéndolas en una estufa durante al menos 2 horas, y se colocan posteriormente

en la prensa Marshall, en la que se aplica una carga creciente a la probeta, con una velocidad de

deformación constante de 50,8 mm/min (2 pulgadas/minuto), hasta que se produce la rotura,

definida por la carga máxima obtenida que se define como estabilidad Marshall (KN),

midiéndose también el acortamiento diametral hasta rotura o deformación Marshall (mm).

Por lo que se refiere a la procedencia de los materiales hay que significar:

- En cuanto a los áridos, los tamaños 6/12 y 12/20 son cuarcitas de machaqueo

procedentes de la cantera de San Juan del Rio, en la provincia de Ourense, mientras

que las arenas proceden de Verín y dado que tienen exceso de finos, se mezcla al 50%

con 0/6 lavado procedente de la cantera existente en Camarzana de Tera en la

provincia de Zamora para bajar dicha proporción de finos. Todos los áridos poseen

certificado CEE.(UNE-EN 13043. Áridos para mezclas bituminosas).

- En cuanto al betún modificado, es tipo BM-3b y procede de la planta que la empresa

Productos Bituminosos de Galicia tiene en Feá, provincia de Ourense, y tiene las

siguientes características según los ensayos realizados en laboratorio:

ENSAYO NORMA RESULTADO

Contenido de agua NLT 123 0.0 % en peso

Penetración a 25 ºC, 100 g, 5 s NLT 124 68 x 0,1 mm

Punto de reblandecimiento (Anillo y bola) NLT 125 66.6 ºC

Ductilidad (5ºC, velocidad 5 cm/min) NLT 126 102 cm

Indice de penetración NLT 181 3.1

Punto de fragilidad Fraas NLT 182 -5 ºC

Recuperación elástica (25ºC) NLT 329 82%


138

- En cuanto al filler de aportación, es cemento del tipo IV, 32.5

Por lo que se refiere a la fabricación en obra de la mezcla, se observa que:

- La planta de fabricación es de tipo discontinuo (dosificación por amasadas), marca

“Marini” del año 92 y una producción de 120 Tn/h, con cinco tolvas, y como

características principales de la fabricación de la mezcla hay que resaltar que el

tiempo de envuelta de los componentes es de 25 s por tongada, la temperatura del

betún es de 160ºC, la de los áridos 170 –175ºC y se utilizan cribas de 20, 14, 7 y 4

mm.

- El transporte se realiza con ayuda de camiones con bañera basculante, y siempre a

distancias inferiores a 25 Km para evitar el enfriamiento de la mezcla antes de su

extendido.

- La extensión de la mezcla se realiza mediante extendedora marca Titan, montada

sobre orugas, modelo 325, que trabaja a carril completo, precompactando la mezcla

bituminosa con el “tamper” o pisón vertical y extendiendola uniformemente con

ayuda de la viga maestra.

- La compactación se realiza primeramente con un rodillo liso marca Lebrero, modelo

VTA 90, de un peso de 9 Tn y posteriormente con un rodillo de neumáticos marca

ABG-PT 240 R, compuesto por 9 ruedas hinchadas a una presión de 6 kg/cm2,

lastrado a 18 Tn con el que se realizan de 6 a 7 pasadas dobles.


139

RESULTADOS EXPERIMETALES

Ref. Ligante/arido (%) Filler(%) Huecos / Mezcla (%) Huecos / Aridos (%) Estabilidad (Kg) Deformación (mm)

PROBETAS FABRICADAS EN LABORATORIO (MEZCLA DE MATERIALES OBTENIDA DIRECTAMENTE DE LA EXTENDEDORA)

98 4.60 7.0 2.4 12.7 1410 2.8

101 4.78 7.0 0.4 11.3 1539 3.4

110 4.59 6.6 3.7 13.8 1428 2.7

115 3.99 6.0 4.7 13.5 1553 3.0

117 5.41 8.4 1.0 13.1 1531 3.7

119 4.82 7.7 1.1 11.9 1573 3.5

121 4.57 7.1 2.2 12.5 1639 3.3

123 4.99 4.5 1.5 12.7 1713 2.9

125 4.86 7.1 1.4 12.3 1727 3.2

126 5.00 3.8 3.1 14.1 1373 3.2

127 4.85 6.0 0.4 11.4 1261 2.8

128 4.73 7.5 1.5 12.2 1820 3.2

129 5.41 7.8 0.0 12.1 1910 3.4

131 5.2 6.9 1 12.6 1911 3.4

133 4.57 6.7 2.9 13.1 1825 2.8

134 5.28 7.6 1.8 13.5 1905 3.6

135 4.98 6.9 4.4 15.5 1704 3.4

136 4.75 7.3 4.6 15.2 1736 3.4

137 5.15 5.5 3.1 14.7 1456 2.9

138 5.3 5.2 3.2 15.1 1537 2.9

139 4.53 4.8 5.6 15.7 1593 2.8

140 5.2 5.6 3.2 14.9 1729 2.7

141 5.24 5.9 2.5 14.4 1574 2.8

142 4.98 5.9 3.2 14.4 1498 3.1

143 5.02 7.6 3.6 14.6 1806 3.9

145 4.71 6.7 4.7 15.2 1776 3.0

146 4.82 6.7 5.0 15.7 1510 3.1

152 4.60 7.2 5.0 15.2 1795 3.2

157 4.44 6.5 6.7 16.5 1516 3.1

1.3. Compresión simple.

Es un ensayo normalizado según la norma NLT 161-98, y que consiste, como ya hemos

comentado anteriormente, en aplicar a una probeta una fuerza de compresión axial sin soporte

lateral, a una velocidad de deformación constante equivalente a 0,05 mm/min por mm de altura

de probeta y medir el desplazamiento que se produce en la probeta. Antes de ensayar las

probetas, estas se sumergen en un baño de aire regulado a 25 +/- 1 ºC durante un tiempo mínimo

de 4 horas.


140

Sus principales ventajas son:

• El ensayo es fácil de desempeñar.

• Información muy técnica.

• Muy extendido y conocido.

• El equipo está generalmente disponible en muchos laboratorios.

Sus principales inconvenientes son:

• La temperatura y el esfuerzo aplicado en el laboratorio debe ser muy similar al que

presenta el firme en condiciones reales.

• Estos ensayos no producen un fallo o rotura clara en las probetas utilizadas.

• Restringe la temperatura de ensayo y los niveles de carga, no simula condiciones reales.

• Predice el funcionamiento, siendo cuestionable.

• No simula el fenómeno dinámico real.

Se han realizado ensayos de compresión simple en los laboratorios que tiene el Área de Ciencia

de los Materiales e Ingeniería Metalúrgica de la Universidad de Salamanca en la Escuela

Politécnica Superior de Zamora, Campus Viritato. Para realizar dichos ensayos, se ha utilizado

una máquina universal, de la marca MTS (Material Test System), modelo 810 unida a una

unidad de control Hydraulic Power, y controlada por el software modelo 793.00.

Fig. 3.3. Máquina Universal utilizada para la realización de los ensayos


141

El ensayo de compresión simple se ha realizado sobre probetas – testigo, (es decir, obtenidas

directamente de la mezcla bituminosa extendida en obra mediante extracción por medio de corte

con una sonda rotativa), en control de desplazamientos, a una temperatura de ensayo de 25ºC,

una humedad aproximada del 43% y con un tiempo de adquisición de datos de 0,03 sg.

Fig. 3.4. Extracción de testigos de la calzada.

La velocidad de aplicación de las cargas que se ha utilizado en el presente ensayo de compresión

axial sin soporte lateral, es, según la norma NLT 161, una velocidad de deformación constante

equivalente a 0,05 mm/min por mm de altura de probeta. Asimismo, antes de ensayar las

probetas, han permanecido a una temperatura constante de 25 +/- 1 ºC durante un tiempo

mínimo de 4 horas.

A continuación se reflejan los datos de los ensayos realizados y las gráficas obtenidas para los

tres testigos ensayados:

Espesor probeta –

testigo

(mm)

Diámetro probeta –

testigo

(mm)

Denominación

probeta – testigo

Fecha

ensayo

Inicial Final Inicial Final

Velocidad

ensayo

(mm/m)

MBC 45 24/11/06 37,5 26,8 100 123,4 1,873

MBC 41 24/11/06 37,3 31,2 100 124,8 1,871

MBC 42 24/11/06 36,5 33,6 100 120,5 1,825

Tabla 3.1 Ensayos a compresión simple.


142

- 4 0

- 3 5

- 3 0

- 2 5

- 2 0

- 1 5

- 1 0

- 5

00 1 0 0 2 0 0 3 0 0 4 0 0 5 0 0 6 0 0 7 0 0

Fuer

za a

xial

(KN

)

T i e m p o ( s ) Fig. 3.5. Probeta MBC 45. Fuerza axial vs Tiempo

- 2 5

- 2 0

- 1 5

- 1 0

- 5

00 1 0 0 2 0 0 3 0 0 4 0 0 5 0 0 6 0 0 7 0 0

Des

plaz

amie

nto

axia

l (m

m)

T i e m p o ( s )

Fig. 3.6. Probeta MBC 45. Desplazamiento axial vs Tiempo


143

- 3 0

- 2 5

- 2 0

- 1 5

- 1 0

- 5

00 1 0 0 2 0 0 3 0 0 4 0 0 5 0 0 6 0 0 7 0 0

Fuer

za A

xial

(KN

)


- 2 0

- 1 5

- 1 0

- 5

00 1 0 0 2 0 0 3 0 0 4 0 0 5 0 0 6 0 0 7 0 0

Des

plaz

amie

nto

axia

l (m

m)

T i e m p o ( s ) Fig. 3.8. Probeta MBC 41. Desplazamiento axial vs Tiempo


144

0

5

1 0

1 5

2 0

2 5

0 1 0 0 2 0 0 3 0 0 4 0 0 5 0 0 6 0 0

Fuer

za a

xial

(KN

)


0

5

1 0

1 5

0 1 0 0 2 0 0 3 0 0 4 0 0 5 0 0 6 0 0

Des

plaz

amie

nto

axia

l (m

m)

T i e m p o ( s ) Fig. 3.10. Probeta MBC 42. Desplazamiento axial vs Tiempo


145

2. EVALUACIÓN DEL COMPORTAMIENTO DINÁMICO DEL MATERIAL

EXISTENTE.

Como se ha visto, el comportamiento mecánico de las mezclas bituminosas no depende sólo de

la magnitud de las tensiones soportadas, sino que también depende de la forma de aplicación, en

particular de la temperatura y de la velocidad de aplicación. (Es decir de la Reología de la

mezcla).

Es importante conocer el comportamiento del firme durante su vida de servicio para llevar a

cabo un buen diseño del mismo, que permita posteriormente un mantenimiento adecuado y

optimizar de esta forma la inversión a realizar, por lo que se utilizan dinámicos ya que describen

mucho mejor el comportamiento de un firme en servicio, en particular las deformaciones

plásticas acumuladas, que las pruebas de tipo estático (BROWN, E.R.; KANDHAL, P.S. Y ZHANG,

J. 2001).

Por lo tanto, uno de los mayores desafíos de la ingeniería de firmes es desarrollar modelos de

respuesta de los materiales que se utilizan para su construcción, y que estos describan lo más

fielmente posible el comportamiento real de los mismos durante la vida en servicio de la

carretera.

No obstante, es necesario tener en cuenta, que muchas de las condiciones de contorno a las que

está sometido el firme en servicio no se pueden reproducir fácilmente en laboratorio como son:

1. Las cargas del tráfico real, de diferentes magnitudes y aleatoriamente aplicadas.

2. El efecto de los períodos de carga y tiempos muertos (sin solicitación).

3. Las condiciones climáticas locales.

4. La dependencia del deterioro del tiempo y de la temperatura

5. Las interacciones entre los distintos tipos de deterioros.

Además de todo esto, existe la variabilidad inherente a los materiales del firme, ya que estos no

son absolutamente homogéneos, así como un desconocimiento de las futuras cargas de tráfico y


146

de los factores ambientales; ya que lo único con lo que se puede contar es con pronósticos más o

menos ajustados, por lo que no se puede realizar con precisión una predicción de la respuesta de

los materiales y del comportamiento del firme, por lo que deben aplicarse ajustes y técnicas

estadísticas de probabilidades. Por todo esto, actualmente se están buscando métodos de ensayo

para determinar los valores de diferentes parámetros que permitan tener en cuenta los modelos

de análisis no lineal.

2.1. Ensayos normalizados.

Los ensayos dinámicos consisten básicamente en aplicar una determinada carga repetidamente a

una serie de frecuencias determinadas en un período del tiempo.

Los datos que se pueden obtener de este tipo de ensayos varían según el periodo de tiempo de

ensayo. Así, si se realizan ensayos durante un periodo de tiempo suficientemente prolongado, a

una frecuencia fija y a una distribución de tensiones determinada, se pueden obtener datos tales

como la tensión recuperable, la deformación permanente del material y el retraso entre la

máxima tensión aplicada y la máxima deformación resultante, lo que da una idea del

comportamiento viscoso del material. A estos ensayos se les puede denominar ensayos de

repetición de cargas.

Sin embargo, si se realizan ensayos durante periodos de tiempo cortos, lo que se suele medir es

la tensión aplicada y la deformación que ésta provoca, con lo que se calcula el módulo dinámico

y el ángulo de desfase tensión – deformación. Por tanto, a estos ensayos se les puede denominar

ensayos de caracterización del módulo dinámico y del ángulo de desfase.

Todos los ensayos dinámicos se pueden realizar a diversas temperaturas y cargas, utilizando

diferentes frecuencias (p.e. 1, 5, y 10 Hz) y diferentes secuencias de aplicación las cargas . Así

se suelen utilizar secuencias de aplicación de cargas senoidales, aunque también es frecuente, en

el caso de ensayos prolongados, utilizar pulsos cortos seguidos por un periodo de descanso.


147

En lo que se refiere a los ensayos de repetición de cargas, si se representa la deformación

acumulada permanente frente al tiempo (fig 3.11) se puede trazar una curva característica que se

puede dividir en tres partes bien diferenciadas. Identificamos de esta forma tres tipos de

deformación diferentes en el material.

Fig. 3.11. Curva teórica deformación acumulada vs número de ciclos

En la zona de deformación secundaria la relación entre la deformación y el número de ciclos es

lineal, y el volumen de la probeta aumenta, mientras que en la zona terciaria la relación ya no es

lineal, y el volumen de la probeta es constante. Podemos llamar número del flujo al número de

ciclos de carga en el que comienza la zona de deformación terciaria, y se utiliza para identificar

la zona de trabajo en la que potencialmente se pueden formar roderas en la mezcla bituminosa.

En lo que se refiere a ensayos de caracterización del módulo dinámico y del ángulo de desfase,

resaltar que según BROWN, E.R.; KANDHAL, P.S. Y ZHANG, J. (2001), se suelen realizar a varias

frecuencias durante periodos de 30 – 45 segundos, para evaluar la evolución del módulo

dinámico y el ángulo de desfase con estas dos variables. Este tipo de ensayos son más delicados

a la hora de realizarlos que los de repetición de cargas ya que se requiere una gran precisión en la

medida de los datos de deformación.


148

Dentro de los ensayos dinámicos podemos distinguir:

- Ensayos sin confinamiento de la probeta, que son los más sencillos porque en ellos no

se aplica ninguna presión de confinamiento a la probeta, tan solo se aplica una fuerza

axial sobre la misma. Las medidas recomendables son 100 mm de diámetro por el

doble de altura, aunque, según BROWN, E.R.; KANDHAL, P.S. Y ZHANG, J. (2001) se

pueden utilizar alturas de probeta menores con éxito.

- Ensayos con confinamiento de la probeta, que son más complejos, ya que se aplica

una presión lateral a la probeta, pero permite simular unas condiciones de contorno

más parecidas a las que está sometida la mezcla en el terreno. Las probetas utilizadas

se recomienda, como en el caso anterior, de 100 mm de diámetro y el doble de altura,

y también según BROWN, E.R.; KANDHAL, P.S. Y ZHANG, J. (2001) se pueden

utilizar alturas de probeta menores con éxito.

- Ensayos con aplicación diametral de la carga. En ellos, la probeta se coloca a lo largo

de una de sus generatrices para aplicarles las cargas en su plano diametral. En estos

ensayos, BROWN, E.R.; KANDHAL, P.S. Y ZHANG, J. (2001), consideran que el único

estado de tensiones uniformes durante la realización del ensayo es el que se encuentra

a lo largo del diámetro vertical del espécimen, el resto de los estados de tensiones no

son uniformes y dependen de la forma de la probeta, por lo que a altas temperaturas

o a cargas elevadas, la deformación permanente produce cambios en la forma de la

probeta que afectan al estado de tensiones y por tanto a los datos obtenidos.

- Ensayos a esfuerzo cortante, en los que se aplica repetidamente una tensión de corte a

una probeta cargada axialmente, midiéndose tanto la deformación axial como la

deformación producida por el esfuerzo cortante aplicado. Se ha demostrado que

existe una alta variabilidad de los datos obtenidos con este tipo de ensayos. (BROWN,

E.R.; KANDHAL, P.S. Y ZHANG, J. 2001).


149

Ensayos en pista de laboratorio, que miden la deformación permanente que produce una rueda de

pequeño tamaño al pasar varias veces sobre una probeta, correlacionado de esta forma dicha

deformación con la que se produce realmente en el firme.

Entre los ensayos dinámicos estándares se pueden citar los ensayos AASHTO T 320

“Determining the Permanent Shear Strain and Stiffness of Asphalt Mixtures Using the

Superpave Shear Tester (SST)”, (AASHTO 2006), ASTM D 4123: “Indirect Tension Test for

Resilient Modulus of Bituminous Mixtures”, ASTM D 3497: “Standard Test Method for

Dynamic Modulus of Asphalt Mixtures” (ASTM 2006), NLT 173 “Resistencia a la deformación

plástica de las mezclas bituminosas mediante la pista de ensayo de laboratorio.” CEDEX (1992-

2000).

2.2. Propuesta de nuevos ensayos.

Originalmente, debido a las limitaciones de los modelos existentes entonces, la relación entre el

esfuerzo y la deformación se representaba con el módulo elástico. Sin embargo, debido a la

naturaleza viscoelástica de los materiales asfálticos, se considera mucho más apropiado el uso

del módulo dinámico (MONISMITH, C.L. ET AL 1988)

Con los ensayos de caracterización del módulo dinámico y del ángulo de desfase se evalúa la

relación existente entre tensión y deformación de los testigos sometidos a un espectro de cargas

sinusoidales continuas.

En los materiales viscoelásticos lineales a la relación entre tensión y deformación viene definida

por un número complejo, E* llamado “módulo complejo”:

E* = |E*| cosφ + i |E*| senφ

siendo |E*| el llamado módulo dinámico y φ el ángulo de desfase de la deformación(ε0) respecto

de la tensión (σ0), e “i” un número imaginario. (WITCZAK, M.W. ET AL, 2002).


150

Se puede apreciar, de esta forma, que el módulo complejo, E*, es realmente la suma de dos

componentes: (1) el almacén o componente elástico del módulo y (2) la pérdida o módulo

viscoso, siendo, por tanto, un indicador de las características viscosas del material evaluado.

El módulo dinámico (WITCZAK, M.W. ET AL, 2002), E*, se define como:

⏐E*⏐= σ0/ε0

siendo:

- σ0 = P0/A el esfuerzo.

- Po: máxima carga promedio durante los últimos seis ciclos

- A es el área del testigo cilíndrico.

- ε0= ⏐Δ⏐/ L la deformación por unidad.

- Δ: máxima deformación promedio durante los últimos seis ciclos.

- L: distancia entre medidas de deformación.

El ángulo de desfase φ, para cada frecuencia, se calcula (WITCZAK, M.W. ET AL, 2002):

φ = ( ti / tp ) * 360

siendo:

- ti el tiempo de retraso medio entre el ciclo de tensión y el de deformación.

- tp el tiempo medio que dura el ciclo de tensión.

Para un material elástico puro, el φ = 0, y el módulo complejo (E*) es igual al valor absoluto, o

al módulo dinámico. Para los materiales viscosos puros, φ = 90°.

El módulo dinámico se obtiene utilizando un equipo de ensayos simples para mezclas asfálticas

(Simple Perfomance Test – SPT) definido por WITCZAK, M.W. ET AL, (2002) y una probeta de

mezcla bituminosa. Para la realización del ensayo se utiliza una cámara de temperatura

controlada a unas frecuencias y cargas determinadas.


151

Antes de empezar a recoger datos para determinar el módulo elástico, se debe de realizar un

preacondicionamiento de la probeta, para lo que se le aplican 200 ciclos de carga a 25 Hz,

utilizando las cargas definidas en los métodos de ensayo para la determinación del módulo

dinámico par asfaltos de mezclas bituminosas sometidos a deformación permanente o a rotura

por fatiga, tal y como se detalla en los apéndices A y D del NCHRP Report 465, (WITCZAK,

M.W. ET AL, 2002) , según la temperatura a la que se encuentre la probeta. Posteriormente, se

vuelven a aplicar dichas cargas aplicando las frecuencias y número de ciclos especificadas en

dichos métodos y que se reproducen a continuación.

Tabla 3.2 Frecuencias, número de ciclos y cargas dinámicas determinadas según la temperatura

de aplicación para la determinación del módulo dinámico de mezclas bituminosas sometidas a

rotura por fatiga. (WITCZAK, M.W. ET AL, 2002).

Tabla 3.3 Frecuencias, número de ciclos y cargas dinámicas determinadas según la temperatura

de aplicación para la determinación del módulo dinámico de mezclas bituminosas sometidas a

deformación permanente. (WITCZAK, M.W. ET AL, 2002).


152

Fig. 3.12. Equipo de ensayo simple SPT. (WITCZAK, M.W. ET AL, 2002)

Fig. 3.13. Representación del módulo dinámico para probetas sometidas a rotura por fatiga

Es necesario hacer notar que para la realización de este tipo de ensayos conviene disponer de

personal que cuente con una dilatada experiencia. Asimismo, los equipos necesarios para realizar

estos ensayos. actualmente solamente se encuentran en laboratorios de investigación muy

selectos. Por todo ello, se puede decir, que se necesitan grandes avances en las investigaciones

para establecer ensayos de laboratorios prácticos antes de que se puedan aplicar los análisis no

lineales en el dimensionamiento de firmes.


153

Como ya se ha comentado anteriormente, debido a la naturaleza visco-elástica de los materiales

asfálticos, se considera que el módulo dinámico se considera más apropiado que el módulo

elástico para caracterizar el material, por lo que es el que se utiliza en los ensayos realizados en

el presente estudio.

La máquina de ensayos a utilizar es la máquina de fatiga del Área de Ciencia de los Materiales e

Ingeniería Metalúrgica, utilizada también para los ensayos estáticos y ya descrita anteriormente.

Para la realización del ensayo se ha utilizado también el mismo tipo de probetas – testigo

utilizadas para los ensayos estáticos, de 10 cm de diametro y espesor variable.

Dichas probetas se han sometido a ciclos de cargas con forma de onda senoidal. Las cargas

aplicadas en todos los ensayos realizados durante los ciclos de carga sinusoidales a compresión

han estado comprendidas entre un máximo de 5 KN y un mínimo de 0,2 KN (no se aplica 0 KN,

para que no se produzca despegue entre la probeta y los platos de compresión).

El ensayo se realiza a control de carga. Antes de empezar a recoger datos para determinar el

módulo elástico, (M.W. Witczak et al, 2002), se debe de realizar un preacondicionamiento de la

probeta, para lo que se le aplican 200 ciclos de carga a 25 Hz, utilizando las cargas definidas,

según la temperatura a la que se encuentre la probeta. En nuestro caso, y debido a la limitación

que existe para utilizar frecuencias altas en una máquina hidráulica, se ha realizado un

preacondicionamiento de la probeta con un espectro de carga senoidales de 5 KN máximo y 0.2

KN mínimo de 1000 ciclos a una frecuencia de 10 Hz, para seguidamente, y sin descomprimir en

ningún momento la probeta, realizar el ensayo con las cargas, frecuencias y número de ciclos

necesarias para cada ensayo.

2.3. Resultados experimentales.

A continuación se detallan los resultados experimentales obtenidos del análisis de los testigos

número 37, 38, 39 y 50 a distintas temperaturas.


154

1) Probeta MBC37 a una temperatura de 23±1ºC

Denominación

probeta – testigo

Fecha Espesor probeta –

testigo (mm)

Diámetro probeta –testigo

(mm)

Frecuencia

(Hz)

MBC 37-6 28-11-06 35.0 100 0,5

MBC 37-2 24-11-06 35.0 100 1

MBC 37-3 24-11-06 35.0 100 5

MBC 37-4 28-11-06 35.0 100 10

Tabla 3.4 Ensayos dinámicos probeta MBC37 a una temperatura de 23 ±1ºC.

Fig. 3.14. Probeta MBC 37 a una temperatura de 23 ±1ºC y una frecuencia de 0.5 Hz.


155

Fig. 3.15. Probeta MBC 37 a una temperatura de 23 ±1ºC y una frecuencia de 1 Hz.

Fig. 3.16.Probeta MBC 37 a una temperatura de 23 ±1ºC y una frecuencia de 5 Hz.


156


Como resumen de los resultados obtenidos de las gráficas se presenta la siguiente tabla y su

correspondiente representación gráfica.

Frecuencia (Hz) Módulo dinámico (Mpa) Angulo desfase (º)

10.0 237.67 7.200

5.00 220.52 14.400

1.00 182.82 38.160

0.500 153.89 42.300

Tabla 3.5 Resumen resultados de los ensayos dinámicos de la probeta MBC37 a una temperatura

de 23 ±1ºC.


157

140

160

180

200

220

240

5

10

15

20

25

30

35

40

45

0 2 4 6 8 10 12

Módulo dinámico (MPa) Angulo desfase (º)M

ódul

o di

nám

ico

(MP

a) Angulo desfase (º)

Frecuencia (Hz) Fig. 3.18. Resumen gráfico de los resultados de los ensayos dinámicos de la probeta MBC37 a

una temperatura de 23 ±1ºC.

2) Probeta MBC 38 a una temperatura de -10 ± 1ºC (Congelada durante 48 horas).

Denominación

probeta – testigo

Fecha Espesor probeta

– testigo (mm)


(mm)

Frecuencia

(Hz)

MBC 38-10 12-01-07 35.0 100 10

MBC 38-7.5 12-01-07 35.0 100 7.5

MBC 38-5 12-01-07 35.0 100 5

MBC 38-2.5 12-01-07 35.0 100 2.5

MBC 38-1 12-01-07 35.0 100 1

MC 38-0.5 12-01-07 35.0 100 0.5

MBC 38-0.1 12-01-07 35.0 100 0.1


158

Tabla 3.6 Ensayos dinámicos probeta MBC38 a una temperatura de –10 ±1ºC.

Fig. 3.19. Probeta MBC 38 a una temperatura de –10 ±1ºC y una frecuencia de 10 Hz.

Fig. 3.20. Probeta MBC 38 a una temperatura de –10 ±1ºC y una frecuencia de 7.5 Hz.


159




160


Probeta MBC 38 a una temperatura de –10 ±1ºC y una frecuencia de 0.5 Hz.


161





10.0 220.52 19.800

7.5 209.71 21.600

5.0 196.24 23.400

2.5 182.82 27.000

1.0 173.91 28.080

0.5 172.50 28.800

0.1 142.60 29.232

Tabla 3.7. Resumen resultados de los ensayos dinámicos de la probeta MBC38 a una

temperatura de –10 ±1ºC.


162

140

160

180

200

220

240

18

20

22

24

26

28

30

0 2 4 6 8 10 12

Módulo dinámico (MPa) Angulo desfase (º)

Mód

ulo

diná

mic

o (M

Pa) A

ngulo desfase (º)


una temperatura de –10 ±1ºC.

3) Probeta MBC 39 a una temperatura de 4 ± 1ºC (En frigorífico durante 48 horas).

Denominación

probeta – testigo


testigo (mm)

Diámetro probeta

–testigo

(mm)

Frecuencia (Hz)

MBC 39-F-10 20-12-06 54.0 100 10

MBC 39-F-7.5 20-12-06 54.0 100 7.5

MBC 39-F-5 20-12-06 54.0 100 5

MBC 39-F-2.5 20-12-06 54.0 100 2.5

MBC 39-F-1 20-12-06 54.0 100 1

MBC 39-F-0.5 20-12-06 54.0 100 0.5

MBC 39-0.1 20-12-06 54.0 100 0.1

Tabla 3.8. Ensayos dinámicos probeta MBC39 a una temperatura de 4 ±1ºC.


163




164




165




166





10.0 266.15 23.400

7.5 264.02 25.650

5.0 259.86 27.000

2.5 234.06 28.800

1.0 218.56 29.160

0.5 212.92 30.600

0.1 210.21 31.680


temperatura de 4 ±1ºC.


167

210

220

230

240

250

260

270

22

24

26

28

30

32

0 2 4 6 8 10 12


Mód

ulo

diná

mic

o (M

Pa) Angulo desfase (º)



4) Probeta MBC 46 a una temperatura de 40 ± 1ºC (En horno durante 4 horas).

Denominación

probeta – testigo


testigo (mm)

Diámetro probeta

–testigo

(mm)

Frecuencia (Hz)

MBC 46-C-10 19-12-06 43.3 100 10

MBC 46-C-7.5 19-12-06 43.3 100 7.5

MBC 46-C-5 19-12-06 43.3 100 5

MBC 46-C-2.5 19-12-06 43.3 100 2.5

MBC 46-C-1 19-12-06 43.3 100 1

MBC 46-C-0.5 19-12-06 43.3 100 0.5

MBC 46-C-0.1 19-12-06 43.3 100 0.1


168




169




170





171





10.0 223.12 32.400

7.5 217.93 35.100

5.0 209.80 36.000

2.5 195.23 38.700

1.0 183.75 46.800

0.5 180.21 48.600

0.1 170.38 49.680




172

170

180

190

200

210

220

230

30

35

40

45

50

0 2 4 6 8 10 12


Mód

ulo

diná

mic

o (M

Pa) A

ngulo desfase (º)



5) Probeta MBC 46 a una temperatura de 4 ± 1ºC (Frigorífico durante 48 h).

Denominación

probeta – testigo


testigo (mm)


(mm)

Frecuencia

(Hz)

MBC 46-F-10 20-11-06 41.9 100 10

MBC 46-F-7.5 20-11-06 41.9 100 7.5

MBC 46-F-5 20-11-06 41.9 100 5

MBC 46-F-2.5 20-11-06 41.9 100 2.5

MBC 46-F-1 20-11-06 41.9 100 1

MBC 46-F-0.5 20-11-06 41.9 100 0.5

MBC 46-F-0.1 20-11-06 41.9 100 0.1



173




174




175




176





10.0 222.94 18.000

7.5 217.93 24.300

5.0 211.38 31.500

2.5 191.25 37.170

1.0 182.55 40.680

0.5 179.06 44.208

0.1 172.47 47.894




177

170

180

190

200

210

220

230

15

20

25

30

35

40

45

50

0 2 4 6 8 10 12


Mód

ulo

diná

mic

o (M

Pa) A

ngulo desfase (º)



6) Probeta MBC 46 a una temperatura de 23 ± 1ºC

Denominación

probeta – testigo

Fecha Espesor probeta

– testigo (mm)


(mm)

Frecuencia

(Hz)

MBC 46-1 4-11-06 43 100 10

MBC 46-2 4-11-06 43 100 5

MBC 46-3 4-11-06 43 100 1

MBC 46-4 4-11-06 43 100 0.5

MBC 46-5 4-11-06 43 100 0.1

MBC 46-6 21-12-06 43 100 2.5

MBC 46-7 21-12-06 43 100 7.5



178




179




180


-3.1

-3.08

-3.06

-3.04

-3.02

-3

-2.98

-2.96

-2.94

-5

-4

-3

-2

-1

0

212 214 216 218 220 222 224

Desplazamiento Axial (mm) Fuerza Axial (KN)

Des

plaz

amie

nto

Axia

l (m

m)

Fuerza Axial (K

N)

Tiempo (s) Fig. 3.55. Probeta MBC 46 a una temperatura de 23 ±1ºC y una frecuencia de 0.5 Hz.


181





10.0 255.57 25.200

7.5 246.61 27.000

5.0 240.28 28.800

2.5 226.72 29.700

1.0 216.25 32.040

0.5 200.81 32.940

0.1 187.42 36.360




182

180

190

200

210

220

230

240

250

260

24

26

28

30

32

34

36

38

0 2 4 6 8 10 12


Mód

ulo

diná

mic

o (M

Pa) A

ngulo desfase (º)



7) Probeta MBC 50 a una temperatura de -10 ± 1ºC (Congelada durante 48 horas).

Denominación

probeta – testigo


testigo (mm)


(mm)

Frecuencia

(Hz)

MBC 50-10 21-11-06 41 100 10

MBC 50-7.5 21-11-06 41 100 7.5

MBC 50-5 21-11-06 41 100 5

MBC 50-2.5 21-11-06 41 100 2.5

MBC 50-1 21-11-06 41 100 1

MBC 50-0.5 21-11-06 41 100 0.5

MBC 50-0.1 21-11-06 41 100 0.1

Tabla 3.16. Ensayos dinámicos probeta MBC50 a una temperatura de -10 ±1ºC.


183

Fig. 3.58. Probeta MBC 50 a una temperatura de -10 ±1ºC y una frecuencia de 10 Hz.

Fig. 3.59. Probeta MBC 50 a una temperatura de -10 ±1ºC y una frecuencia de 7.5 Hz.


184




185




186





10.0 210.57 21.600

7.5 202.07 24.300

5.0 194.24 25.200

2.5 184.24 27.900

1.0 178.98 28.800

0.5 172.81 29.520

0.1 158.59 29.700


temperatura de -10 ±1ºC.


187

150

160

170

180

190

200

210

220

20

22

24

26

28

30

0 2 4 6 8 10 12


Mód

ulo

diná

mic

o (M

Pa) A

ngulo desfase (º)


una temperatura de -10 ±1ºC.

3. DETERMINACIÓN DEL DAÑO POR FATIGA DEL MATERIAL.

Cuando los materiales que conforman la sección estructural de un firme se someten a un gran

número de aplicaciones de carga, es decir son afectados por esfuerzos de fatiga, debido a

solicitaciones repetidas, estos materiales empiezan a fracturarse o bien a acumular

deformaciones dependiendo de su rigidez inicial, y esta es la principal causa del deterioro

observado en la superficie de los firmes. De hecho, podemos mencionar que dichos

agrietamientos y deformaciones aparecen para esfuerzos muy por debajo de los que se supone

debería resistir el material por si mismo.

Debido al paso por de los vehículos por la superficie de rodamiento de un firme, esta

empieza a distribuir los esfuerzos hacia las capas inferiores, las cuales, por esta razón se ven


188

sujetas a esfuerzos cíclicos de compresión σc y luego de tensión σt que van provocando

deformaciones en toda la estructura del firme.

3.1. Ensayos normalizados.

Las características de fatiga de las mezclas bituminosas son importantes porque uno de los

principales modos de fallo de los firmes constituidos por mezclas bituminosas es el

agrietamiento por fatiga. El poder realizar una pronóstico exacto de las características de fatiga

de una mezcla bituminosa en caliente es muy útil para predecir la vida útil del firme.

Cuando el ligante (betún) de una mezcla bituminosa se calienta a una temperatura

suficientemente alta, por encima de su punto de inflamación, éste comienza a fluidificarse,

comportándose como un fluido Newtoniano, (es decir, existe una relación lineal, que llamamos

viscosidad, entre las tensiones cortantes que se le aplican y la velocidad de deformación de la

mezcla) por lo que sus propiedades mecánicas pueden definirse por su viscosidad. Estamos en el

régimen newtoniano alto, en el que las moléculas que componen el betún se encuentran

desenmarañadas y alineadas entre sí, oponiendo la mínima resistencia al flujo, por lo que la

viscosidad es baja.

A temperaturas medias, el betún se comporta como un fluido no Newtoniano (la viscosidad varía

con el gradiente de tensión que se le aplica, por lo que ésta no tiene un valor definido y

constante), y más concretamente como un sólido visco-elástico, es decir, sus propiedades

mecánicas dependen del tiempo. La mezcla bituminosa se puede caracterizar ahora por su

módulo de visco-elasticidad, también llamado módulo de resiliencia (Mr).

Por último, a temperaturas bajas, el betún se comporta de nuevo como un fluido Newtoniano,

más concretamente como un material elástico lineal, con mayor viscosidad que en el caso de

estar a altas temperaturas ya que las moléculas que lo conforman tienen un nivel de

enmarañamiento alto que eleva la resistencia a fluir y por tanto la viscosidad.


189

3.1.1. Ensayo Fraass

Es la medida de las propiedades de rotura mecánica de un betún.

El ensayo es aplicable a materiales de consistencia sólida y semisólida y consiste en someter a

una película de material adherida a una placa de acero a ciclos sucesivos de flexión reduciendo

la temperatura de forma gradual. El valor en ºC al que se produce la primera fisura o rotura en la

superficie de la película a causa de la rigidez que va adquiriendo la película se llama punto de

fragilidad Fraass.

El ensayo Fraass nos da por tanto una idea del riesgo de rotura del betún a bajas temperaturas.

Se ha observado que se obtienen resultados muy diferentes de este ensayo dependiendo del

origen del crudo de petróleo con que se obtuvo el betún.

Este ensayo se encuentra definido en la norma española NLT-182. (CEDEX 1992-2000)

3.1.2. Ensayo a flexión

Realmente, lo que se necesita evaluar, no es el comportamiento de cada material por separado,

sino el comportamiento de la mezcla bituminosa en caliente en su conjunto, para lo cual se ha

desarrollado distintos ensayos a flexión de mezclas bituminosas.

El ensayo a flexión determina el comportamiento a fatiga de una pequeña probeta de mezcla

bituminosa en caliente.(380 milímetros x largo 50 milímetro x grueso 63 milímetros de ancho)

sometiendo dicha probeta a flexión repetida hasta su rotura. La probeta se obtiene directamente

de la mezcla bituminosa colocada en obra o bien se fabrica en laboratorio con las medidas

apropiadas.


190

Los datos obtenidos se representan en una gráfica deformación versus número de ciclos de

tensión aplicados y de ellos se obtiene una “ley de fatiga” del material evaluado. Así por

ejemplo, FINN, F.N., ET AL. (1977) proponen la siguiente ley de fatiga para mezclas

bituminosas, de la que ya hemos hablado anteriormente:

⎟⎠⎞

⎜⎝⎛−⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛−= − 36 10

log854.010

log291.3947.15log ACtf

EN

ε

donde: Nf = Número de ciclos hasta fallo

εt = Deformación horizontal en el fondo de la capa de MBC

EAC = Módulo elástico de la MBC

El ensayo de fatiga estándar se encuentra definido en la norma AASHTO T 321: “Determining

the Fatigue Life of Compacted Hot-Mix Asphalt. HMA” (AASHTO 2006), y consiste

básicamente en aplicar a cargas cíclicas al material,tal y como se ve en la figura, lo que provoca

deformaciones permanentes en el mismo. El ensayo continúa hasta que el material alcanza una

rigidez equivalente a la mitad de su rigidez inicial, y si esto no se consigue, se continúa el ensayo

hasta 107 ciclos de carga.

Fig. 3.66. Ensayo de fatiga estandar.



191

Para la caracterización de mezclas asfálticas a fatiga se pueden utilizar también módulos en

flexión sobre probetas-testigo trapezoidales obtenidas directamente del firme de la carretera. En

estos casos, el espesor de ciertas capas no permite tallar los testigos verticalmente, según el

modo operatorio habitual, por lo que los laboratorios franceses han contratado los resultados

obtenidos con estos testigos con los obtenidos con testigos tallados horizontalmente.

Fig. 3.67. Tipos de probetas para caracterización a fatiga.

REYES, F., GONZALEZ, C., VEGA, D. (2003)

Se ha comprobado que en España, las principales ecuaciones existentes de las leyes de fatiga de

los materiales de las capas de firme que se han empleado por el Ministerio de Fomento, quedan

del lado de la seguridad, por lo que a la hora del diseño de las distintas capas que constituyen el

firme, se sobredimensiona su espesor en cuanto a lo necesario para su comportamiento óptimo a

fatiga.

A continuación, en la tabla 3.18, se muestra un resumen comparativo de las diferentes leyes de

fatiga utilizadas en las distintas normativas españolas (KRAEMER, C. ALBELDA, R 2004) parece

evidente la falta de consenso en la adopción de una ley que caracterice con bastante

representatividad el comportamiento de los materiales que componen un firme por lo que es

recomendable que en un futuro se realicen investigaciones encaminadas a un mejor

conocimiento del comportamiento de los materiales.


192

Tabla 3.18. Leyes de fatiga de los materiales de las capas de firme. KRAEMER, C. ALBELDA, R

(2004)

3.1.3. Resistencia a la tracción (Tensile Strength)

Es muy interesante conocer la resistencia a tracción de una mezcla bituminosa en caliente porque

es un buen indicador de su potencial de agrietamiento. Una mezcla bituminosa que presente una

resistencia alta al fallo por tracción es indicativo de que tiene puede soportar altas tensiones.

Además, la medida de la resistencia a tracción antes y después de someter el material a la acción

del agua (mediante la inmersión de la probeta en un baño durante un tiempo suficiente para que

la humedad llegue a toda su masa) nos puede puede dar una cierta idea de su susceptibilidad a la

humedad. Si la resistencia a la tracción del material afectado por el agua es relativamente alta

comparada con la que presenta el material seco, se considera que la mezcla bituminosa tiene una

resistencia a la humedad asumible.


193

ROBERTS, F.L., KANDHAL, P.S., BROWN, E.R., LEE, D.Y. Y KENNEDY, T.W. (1996) proponen

que nunca se baje de un ratio TSR < 0.70, siendo:

TSR = S2 / S1

TSR: Ratio de tensión a tracción

S1: Resistencia a tracción de la muestra seca.

S2: Resistencia a traccción de la muestra mojada.

El ensayo más utilizado para medir la resistencia a la tracción es el ensayo de tracción indirecta,

que utiliza el mismo dispositivo de ensayo que el utilizado en el ensayo de carga repetida

diametral e intenta reproducir el estado de tensiones en la fibra inferior de la capa asfáltica o

zona de tracción. Consiste en cargar una probeta cilíndrica, normalmente de dimensiones iguales

a la utilizada para el ensayo Marshall, con una carga de compresión diametral a lo largo de dos

generatrices opuestas (figura a) con lo que se provoca un esfuerzo de tracción relativamente

uniforme en todo el diámetro del plano de carga vertical que provoca la rotura por un plano

diametral tal y como se aprecia en la figura (b), obteniéndose así la carga de rotura de la probeta.

Este ensayo se describe en la norma AASHTO T 322-03 “Determining the Creep Compliance

and Strength of Hot-Mix Asphalt (HMA) Using the Indirect Tensile Test Device.” (AASHTO

2006).

Fig. 3.68. WITCZAK, M.W. ET AL (2002)


194

Se ha constatado (ORTIZ J. 2006) la existencia de importantes incertidumbres en relación con la

medida de la Resistencia de compresión diametral o de tracción indiecta de las MBC.

3.1.4. Test de rigidez

Los ensayos de rigidez de una mezcla bituminosa en caliente se usan para determinar su módulo

elástico (comportamiento estático) y su módulo de resiliencia (comportamiento dinámico).

Así, mientras que el módulo de la elasticidad es la tensión aplicada dividida por la deformación

que sufre el material para una carga aplicada lentamente, el módulo de resiliencia es la tensión

dividida por la deformación provocada por cargas aplicadas de forma cíclica, como es el caso de

las que se aplican a los firmes en servicio al pasar los vehículos sobre ellos. El módulo de

resiliencia queda definido así de forma análoga al módulo de Young y se expresa con la

siguiente ecuación (SEED, H.B. Y CHAN, C.K. 1962).

Siendo σ1 la tensión principal mayor, σ3 la tensión principal menor, σd la tensión desviadora, que

es la diferencia entre ambas y εr la deformación axial recuperable.

La temperatura afecta en gran medida a la rigidez de la mezcla bituminosa, de forma que con

muy poco aumento de la misma, el módulo de rigidez baja enormemente.

Modulo de Resiliencia (MR)

Material MPa psi

HMA at 32°F (0 °C) 14,000 2,000,000

HMA at 70°F (21 °C) 3,500 500,000

HMA at 120°F (49 °C) 150 20,000

Tabla 3.19 Módulo de resiliencia de las mezclas bituminosas a distintas temperaturas.

( )r

d

r

31r ε

σεσσM =

−=


195

Dado que la carga aplicada usualmente es pequeña, la prueba del módulo de resiliencia es una

prueba no destructiva y la misma probeta puede ser utilizada para varios ensayos bajo cargas y

condiciones ambientales distintas.

Es de reseñar, que la temperatura tiene un gran efecto sobre la rigidez de las mezclas

bituminosas en caliente, afectando por tanto al módulo de rigidez.

Fig. 3.69. Relación entre temperatura y módulo de resiliencia para una MBC. WSDOT (2005)

Finalmente reseñar que actualmente en algunos de los métodos más utilizados para el diseño de

firmes, como el método AASHTO (American Association of state Highway and Transportation

Officials) se considera que el Módulo de Resiliencia como una de las propiedades fundamentales

para caracterizar el comportamiento de la mezcla bituminosa en caliente.

3.2. Propuesta de nuevos ensayos.

El ensayo que se propone a continuación surge de la necesidad de evaluar el comportamiento

real de las mezclas bituminosas puestas en obra, por lo que es necesario utilizar testigos

obtenidos directamente de la misma, en contraposición con los ensayos existentes, en los que se

utilizan probetas fabricadas en laboratorio con los materiales que se utilizan en la obra, por lo


196

que las condiciones de fabricación del material compuesto (mezcla bituminosa en caliente)

varían y los resultados obtenidos no son fiel reflejo del comportamiento real.

Asimismo, los ensayos de fatiga utilizados hasta ahora no se adaptan a las condiciones reales a

las que se encuentra el material en la carretera, ni en la forma de aplicación de las cargas, ni en el

material utilizado para el ensayo, ni en las condiciones de contorno, por lo que se propone el

estudio de un nuevo ensayo que describa más fielmente el comportamiento real de una mezcla

bituminosa en caliente colocada en el paquete de firmes de una carretera.

Para ello, en lugar de fabricar la mezcla en caliente en laboratorio intentando simular las

condiciones de fabricación en obra, se ha considerado que resulta mucho más real coger el

material fabricado en la misma obra, por lo que se ha procedido a extraer testigos del firme

recién colocado en la carretera. Dichos testigos tienen un diámetro de 10 cm y un espesor

variable, ya que cuentan con el mismo que tiene la capa puesta en obra y que oscila, en este caso

entre los 3 y 5 cm. Los testigos – probeta utilizados se han obtenido de la medida de las

toneladas de mezcla bituminosa realmente puestas en obra, según el procedimiento para control

de obra marcado en el artículo 542 del Pliego de Prescripciones Técnicas Generales de Obras de

Carreteras y Puentes (BUSTOS G. Y PÉREZ E. 2004)

El tipo de material a ensayar es una mezcla bituminosa en caliente fabricada en la planta que el

contratista de la obra de extendido instaló en las proximidades de la a autovía A-52, en Chanos,

esto es, una mezcla tipo S-12 formada por áridos 0/6 (50%), 6/12 (45%), 12/20 (4%), betún

modificado BM-3b (4,75% sobre áridos) y filler de aportación (1%).

Las características de la planta y materiales utilizados son los mismos que los descritos en el

apartado III.1.2, ensayo Marshall.

Para fijar los parámetros del ensayo a realizar, se ha efectuado un estudio previo sobre las

características reales de las solicitaciones a las que está sometida una mezcla bituminosa en

caliente así como sobre las condiciones de contorno existentes.


197

De esa forma, por lo que se refiere a las cargas a aplicar sobre la probeta, y debido a la gran

heterogeneidad de los vehículos que circulan por la carretera, ha sido necesario utilizar unos

vehículos tipo para poder calcular las cargas a utilizar en el ensayo de la forma más adecuada.

Por ello, se ha determinado utilizar un vehículo pesado tipo (camión), con dos ejes equivalentes

que soportan, cada uno, un peso medio de 13 Tn. y un vehículo ligero tipo (automóvil), con dos

ejes equivalentes, que soportan, cada uno, un peso medio de 0,5 Tn, con lo que el cálculo está

siempre del lado de la seguridad ya que se adoptan pesos por eje mucho más altos que la

mayoría de los existentes en el parque móvil español. Las motos no se tienen en cuenta debido al

bajo porcentaje de ellas que pasan por la carretera objeto de estudio, como se verá más adelante.

Para el cálculo de la fuerza a aplicar sobre la probeta, se ha determinado el área de contacto real

rueda - pavimento para lo que se ha asimilado el área de contacto real a un área de contacto

circular. Aunque esto no es correcto, el error suele ser insignificante, y mucho más teniendo en

cuenta la simplificación anteriormente realizada al escoger dos tipos de vehículos tipo. Por lo

tanto, se ha utilizado la citada simplificación a la hora de determinar las cargas a utilizar en el

ensayo propuesto.

Las presiones de inflado de los neumáticos en vehículos pesados (camiones) suelen oscilar entre

7 y 12 bares de presión según la carga que soporte, para el eje tipo de 13 Tn adoptamos un valor

medio de 8 bares. En vehículos ligeros (automóviles) suelen oscilar entre 2 y 3 bares de presión,

según la carga que soporte. Para el eje tipo de 0,5 Tn adoptamos un valor medio de 2,5 bares.

Carga

Presión de inflado

de los neumáticos

Radio de contacto

(Carga/π*P.inflado)1/2 Tipo vehículo

Tn eje kN eje Kg RuedakN rueda Bares kPa metros Cm

Pesados 13.00 127.53 6,500.00 63.77 8.00 810.40 0.16 15.83

Vehículo ligero 0.50 4.91 250.00 2.45 2.00 202.60 0.06 6.21

motos 0.10 0.98 50.00 0.49 2.00 202.60 0.03 2.78

Tabla 3.20. Radio de contacto de los neumáticos para cada vehículo tipo.


198

Tipo de

vehículo

Peso por

eje (Tn)

Fuerza

por eje

(KN)

Fuerza

por rueda

(KN)

Radio de

contacto

(cm)

Superficie de

contacto

(cm2)

Presión de

contacto

(KN/cm2)

Fuerza a

aplicar en

probeta

D=10cm (KN)

Pesados 13.00 127.53 63.77 15.83 786.43 0.08 6.37

Vehículo ligero 0.50 4.91 2.45 6.21 120.99 0.02 1.59

motos 0.07 0.69 0.34 2.78 24.20 0.01 1.11

Tabla 3.21 Fuerza a aplicar en la probeta para cada vehículo tipo.

El Reglamento General de vehículos marca un máximo 9 Kg/cm2= 0.09 KN/cm2, que como se

puede apreciar, no se sobrepasa en ningún momento por con los vehículos tipo seleccinados.

Para el ensayo que se ha diseñado, se decide utilizar una tensión de compresión de 1,6 KN para

vehículos ligeros y 6,4 KN para vehículos pesados.

En cuanto a las condiciones de contorno, y más concretamente a la forma y velocidad de

aplicación de las cargas, se ha pensado en reproducir de la forma más fielmente posible los

esfuerzos transmitidos por las cargas que aplican los neumáticos con el paso de los vehículos.

Primeramente, se ha observado que la velocidad de los vehículos no suele ser constante, y se

sabe ( Barksdale, 1971) que a mayor velocidad del vehículo, el tiempo de aplicación de la carga

disminuye. Barksdale demostró que los esfuerzos aplicados por una llanta en movimiento se

aproximan a una forma senoidal, cuya duración depende de la velocidad del vehículo y de la

profundidad del punto al que se está haciendo referencia. En el presente estudio se van a utilizar

los valores recomendados con fines de estandarización por HUANG, Y. H. (1993): Onda senoidal

con tiempo de duración de 0.1 segundos de aplicación de carga y un periodo de reposo de 0.9

segundos, y posteriormente una onda senoidal simple a una frecuencia de 1 Hz para realizar la

comparación entre ambos tipos de ondas.

Por lo que se refiere al número de ciclos, utilizaremos para su cálculo la Intensidad Media Diaria

(IMD) de vehículos que pasan por la carretera, que es la que actualmente dan los mapas de


199

aforos oficiales del Ministerio de Fomento (SUBDIRECCIÓN GENERAL DE PLANIFICACIÓN.

DIRECCIÓN GENERAL DE CARRETERAS, 2005) En estos mapas se realiza una distribución del

tráfico total (IMD) en 10 tipos de vehículos, que agrupa en tres categorías: Motos, Vehículos

ligeros y Vehículos pesados.

Para el cálculo del número de ciclos en la probeta, se utiliza la IMD de vehículos pesados

(IMDp), para lo que se tiene en cuenta que se trata de una autovía con 2 calzadas (una por cada

dirección) y 2 carriles por calzada en la que sí existen datos sobre la distribución de los vehículos

pesados entre calzadas pero no entre carriles por lo que se utilizan las simplificaciones

propuestas por la instrucción 6.3IC (MINISTERIO DE FOMENTO, 2003): En calzadas de dos carriles

por sentido de circulación, en el carril exterior se toma la categoría de tráfico pesado

correspondiente a todos los vehículos pesados que circulan en el sentido considerado.

Actualmente, la IMD total del tramo es de 7960 vehículos diarios según la estación de aforo de

cobertura ZA-312-3 situada en el PK 101 de la A-52 (SUBDIRECCIÓN GENERAL DE

PLANIFICACIÓN. DIRECCIÓN GENERAL DE CARRETERAS, 2005). Como la tasa de crecimiento a

adoptar debe de ser el valor medio de las obtenidas en los cinco últimos años en la estación de

aforo permanente o de control (primaria o secundaria) en el mismo itinerario y más próxima al

tramo en estudio (6.1 IC - MINISTERIO DE FOMENTO, 2003). Teniendo en cuenta que la estación

más cercana que cumple dichas características es la estación permanente E-333-0 situada en el

P.K 72,75 en ambas márgenes, utilizamos los datos de la calzada sentido Vigo que es donde está

situado el material a estudiar.

Año 1999 2000 2001 2002 2003 2004 2005

Total calzada 3837 4055 4,154 4,180 4,159 4,358 4,648

Motos 3 7 9 8 8 12 11

Ligeros 2,894 3031 3,095 3,199 3,152 3,293 3,511

Pesados 940 1017 1,050 973 999 1,053 1,126

% pesados 24.49% 25.08% 25.27% 23.27% 24.02% 24.16% 24.23%

Tasa de crecimiento 5.68% 2.44% 0.63% -0.50% 4.78% 6.65%

Tabla 3.22 IMD y tasa de crecimiento. A-52 calzada derecha (sentido Vigo). Estación 49-1333-0.


200

La media de la tasa de crecimiento en los ultimos 5 años es 2.89, y el periodo de servicio para un

rehabilitación mediante firmes bituminosos se establece en 20 años (6. 3IC, MINISTERIO DE

FOMENTO, 2003). La IMD en el año n será entonces IMDactual *( 1+tasa)n

Para el cálculo del número de solicitaciones máximo que puede soportar el firme objeto de

estudio antes de su agotamiento, se calcula el número de veces que una rueda pasa por encima

del mismo, para lo cual, es necesario primeramente conocer el número de vehículos que pasa por

la sección de carretera en que se encuentra, lo que conseguimos al calcular la IMD. El número de

ejes que pasa por dicha sección se calcula utilizando los vehículos tipo con lo que se obtiene el

número de solicitaciones que recibe el firme. El total de ejes por año se calcula como:

Nº ejes año = IMD*365 dias/año *2 ejes por vehículo

Motos Ligeros Pesados

Año IMDTotal ejes/año Acumulado IMD Total ejes/añoAcumulado IMD Total ejes/añoAcumulado

2005 11 8,030 8,030 3,511 2,563,030 2,563,030 1,126 821,980 821,980

2006 11 8,041 16,071 3,612 2,637,102 5,200,132 1,159 845,735 1,667,715

2007 12 8,501 24,572 3,717 2,713,314 7,913,445 1,192 870,177 2,537,892

2008 12 8,747 33,319 3,824 2,791,729 10,705,174 1,226 895,325 3,433,217

2009 12 8,999 42,318 3,935 2,872,410 13,577,583 1,262 921,200 4,354,417

2010 13 9,259 51,577 4,049 2,955,422 16,533,006 1,298 947,823 5,302,240

2011 13 9,527 61,104 4,166 3,040,834 19,573,839 1,336 975,215 6,277,455

2012 13 9,802 70,907 4,286 3,128,714 22,702,553 1,375 1,003,398 7,280,853

2013 14 10,086 80,992 4,410 3,219,134 25,921,687 1,414 1,032,397 8,313,250

2014 14 10,377 91,369 4,537 3,312,167 29,233,854 1,455 1,062,233 9,375,483

2015 15 10,677 102,046 4,668 3,407,888 32,641,742 1,497 1,092,931 10,468,414

2016 15 10,986 113,032 4,803 3,506,376 36,148,119 1,540 1,124,517 11,592,931

2017 15 11,303 124,335 4,942 3,607,711 39,755,829 1,585 1,157,016 12,749,947

2018 16 11,630 135,964 5,085 3,711,973 43,467,803 1,631 1,190,453 13,940,400

2019 16 11,966 147,930 5,232 3,819,250 47,287,052 1,678 1,224,858 15,165,258

2020 17 12,312 160,242 5,383 3,929,626 51,216,678 1,726 1,260,256 16,425,514


201

2021 17 12,667 172,909 5,539 4,043,192 55,259,870 1,776 1,296,677 17,722,191

2022 18 13,033 185,942 5,699 4,160,040 59,419,910 1,828 1,334,151 19,056,343

2023 18 13,410 199,353 5,863 4,280,265 63,700,176 1,880 1,372,708 20,429,051

2024 19 13,798 213,150 6,033 4,403,965 68,104,141 1,935 1,412,380 21,841,431

2025 19 14,196 227,347 6,207 4,531,240 72,635,381 1,991 1,453,197 23,294,628

Tabla 3.23 Cálculo del número total de ejes por año y acumulado.

Realizando cálculos sobre el tiempo que tardaríamos en realizar un estudio para 20 años de

servicio de la mezcla bituminosa en caliente, considerando que cada ciclo dura 0,1 + 0,9 = 1

segundo se obtiene una duración del ensayo de:

Tipo Vehículo Nº de ciclos Tiempo (sg) Tiempo (días)

Motos 227,347 227,347 2.63

Vehículos ligeros 72,635,381 72,635,381 840.69

Vehículos pesados 23,294,628 23,294,628 269.61

Totales 96,157,355 96,157,355 1,112.93

Tabla 3.24 Duración estimada de los ensayos.

El ensayo es inabordable en términos de tiempo, por lo que se va a evaluar primeramente el daño

producido por los vehículos pesados, ya que el producido por los vehículos ligeros y por las

motos es despreciable (MUENCH, S.T, MAHONEY, J.P. 2002) frente al producido por los

vehículos pesados, tal y como se observa al calcular el factor de carga equivalente propuesto en

la guía para el diseño de estructuras de la AASHTO (1993). La ecuación de equivalencia de

carga de la AASHTO es muy difícil y seguramente no fácil de recordar, por consiguiente, como

simplificación a la hora de comparar el daño producido por diferentes cargas se puede calcular

una ratio que nos evalúe la difencia de daño producido por unas respecto a las otras. (MUENCH,

S.T, MAHONEY, J.P. 2002). Este ratio se calcula como la cuarta potencia del cociente de una

carga por eje respecto a la otra. Así por ejemplo para el caso de nuestros vehículos tipos, el ratio

de daño producido por un vehículo automóvil respecto a un camión es aproximadamente:


202

(4.91 / 127.53) 4 = 2.2 * 10 –6, es decir, prácticamente despreciable.

Aún evaluando solamente los vehículos pesados, el tiempo a emplear es demasiado, por lo que

se propone realizar los siguientes ensayos para evaluar el comportamiento de la mezcla

bituminosa en caliente a lo largo del tiempo:

Probeta Tipo onda Tiempo(s) Tiempo (horas) Nº Ciclos Nº días simulados

30 simple 6000 1.67 60000 25

31 simple 17000 4.72 170000 71

35 compleja 50000 13.89 500000 210

Totales 73000 20.28 730000 306

Tabla 3.25 Número de ciclos a realizar en cada ensayo.

Por último, reseñar que la máquina de ensayos a utilizar es la máquina de fatiga del Área de

Ciencia de los Materiales e Ingeniería Metalúrgica, utilizada también para los ensayos estáticos y

ya descrita anteriormente.

Para la realización del ensayo se ha utilizado también el mismo tipo de probetas – testigo

utilizadas para los ensayos estáticos, de 10 cm de diámetro y espesor variable.

3.3. Resultados experimentales.

Para la realización de los ensayos de daño producido por fatiga del material se han utilizado dos

tipos de ondas al aplicar las cargas sobre las probetas. Un primer tipo de onda senoidal, que se

representa a continuación, a una velocidad de aplicación de las cargas de 10 Hz, y un tipo de

onda senoidal complejo, a 1 Hz de velocidad de aplicación, con un tiempo de 0.1 s de aplicación

de carga y 0.9 s de reposo. Se representa también la forma de dicha onda a continuación.


203

Fig. 3.70. Tipo de onda senoidal a 10 Hz

- 6 .4

- 5 .6

- 4 .8

- 4

- 3 .2

- 2 .4

- 1 .6

- 0 .8

0

- 2 .4

- 2 .3 5

- 2 .3

- 2 .2 5

- 2 .2

- 2 .1 5

- 2 .1

- 2 .0 5

6 0 6 0 . 5 6 1 6 1 .5 6 2 6 2 .5 6 3 6 3 . 5 6 4

F u e r z a a x ia l ( K N ) D e s p la z a m ie n to a x ia l ( m m )

Fuer

za a

xial

(KN

)

Desplazam

iento axial (mm

)

T ie m p o ( s ) Fig. 3.71. Tipo de onda senoidal compleja a 1 Hz

El primer ensayo se ha realizado con un tipo de onda senoidal simple, a 10 Hz de velocidad, a

una temperatura ambiente de 23±1 ºC, y con un espesor inicial de probeta de 47 mm. Los datos

obtenidos se representan a continuación.


204

Fig. 3.72. Datos ensayo a fatiga onda senoidal. Probeta – testigo nº 30

Como se puede observar, se ha producido una deformación a compresión de la probeta de 6.8

mm al final de los 60000 ciclos de carga, lo que significa que la altura final de la probeta es de

40.2 mm.

Fig. 3.73. Datos ensayo a fatiga onda senoidal. Probeta – testigo nº 31


205

En el segundo ensayo se avalúa la probeta durante un mayor número de ciclos, a igual frecuencia

(10 Hz), tipo de onda (senoidal simple), y temperatura (23±1 ºC) que la anterior. El espesor

inicial de la probeta utilizada era de 42 mm. Los datos obtenidos se representan a continuación.

Como se puede observar, se ha producido una deformación a compresión de la probeta de 8.1

mm, al final de los 170000 ciclos de carga, lo que significa que la altura final de la probeta es de

33.9 mm.

Una vez comprobada que la deformación permanente acumulada producida, durante el mismo

número de ciclos (N=50000), en los dos ensayos con onda tipo senoidal (εprobeta31= 0.13;

εprobeta30= 0.13), es sensiblemente igual, se ha realizado un ensayo de elevada duración con una

onda senoidal compleja, a una frecuencia de 1 Hz, con 0.1 sg de aplicación carga y un reposo de

0.9 sg y a la misma temperatura ambiente (23±1 ºC), llegándose hasta N=50000 para evaluar si

el comportamiento del material es el mismo al aplicar uno u otro tipo de onda.

La altura inicial de la probeta utilizada es de 45mm. Los datos obtenidos se representan a

continuación.

Fig. 3.74. Datos ensayo a fatiga onda compleja. Probeta – testigo nº 35


206

Debido a la larga duración del ensayo, fue necesario realizarlo de 3 veces, por lo que en la

gráfica se aprecian tres tramos bien diferenciados debido al relajamiento del material. En

términos totales, se ha producido una deformación a compresión de la probeta de 8.1 mm, al

final de 50000 ciclos de carga, lo que significa que la altura final de la probeta es de 36.9 mm.

A continuación se presenta una tabla-resumen con los datos más significativos obtenidos de los

ensayos:

Probeta D = Desplazamiento permanente

acumulado a N=50000

(mm)

Altura probeta

(mm)

Deformación

permanente acumulada:

ε=D/h

Incremento de

desplazamiento: ΔU

(mm)

MBC30 6.2 47 0.15 0.11

MBC31 5.5 42 0.15 0.11

MBC35 8.1 45 0.22 0.15

Tabla 3.26. Ensayos de fatiga a realizar a una temperatura de 23 ±1ºC.


207

4. DISCUSIÓN

1. CARACTERIZACIÓN DEL COMPORTAMIENTO ESTÁTICO DEL MATERIAL.

1.1. Análisis de resultados de los ensayos Marshall.

A continuación, se analizan gráficamente los resultados de los ensayos Marshall realizados:

- 1

0

1

2

3

4

5

6

7

3 . 5 4 4 . 5 5 5 . 5

Hue

cos

/ Mez

cla

(%)

L i g a n t e / a r i d o ( % )

Fig. 4.1. % Huecos/mezcla vs % Ligante/árido.


208

En el gráfico anterior, se puede apreciar que cuanto más % de ligante sobre árido existe, el

porcentaje de huecos sobre mezcla es menor. Sin embargo (gráfico siguiente) la deformación

máxima antes de rotura aumenta al aumentar dicho porcentaje de ligante, lo que será debido a las

propiedades de adhesividad y cohesión que proporciona el ligante en el material compuesto,

aportándole también una mayor estabilidad como se ve en la gráfica estabilidad vs % ligante /

árido.

2 .6

2 .8

3

3 .2

3 .4

3 .6

3 .8

4

3 .5 4 4 .5 5 5 .5

Def

orm

ació

n (m

m)

L ig a n te /a r id o ( % ) Fig. 4.2. Deformación vs % Ligante/árido.

1 2 0 0

1 3 0 0

1 4 0 0

1 5 0 0

1 6 0 0

1 7 0 0

1 8 0 0

1 9 0 0

2 0 0 0

3 ,5 4 4 ,5 5 5 ,5

Est

abilid

ad (K

g)

L ig a n te / á r i d o ( % )

Fig. 4.3. Estabilidad vs % Ligante/árido.


209

- 1

0

1

2

3

4

5

6

7

3 ,5 4 4 ,5 5 5 ,5

Hue

cos

/ mez

cla

(%)

L Ig a n te / á r id o ( % )

Fig. 4.4. % Huecos/mezcla vs % Ligante/árido.

Como era de esperar, al aumentar el porcentaje de ligante desciende el porcentaje de huecos en

la mezcla, y aumenta, como ya se ha visto, la estabilidad y deformación máxima del material.

3

4

5

6

7

8

9

- 1 0 1 2 3 4 5 6 7

Fille

r (%

)

H u e c o s / m e z c la ( % ) Fig. 4.5. % Filler vs % Huecos / mezcla.

En la gráfica anterior se aprecia que al aumentar el porcentaje de huecos en la mezcla disminuye

el porcentaje de filler y sin embargo se ve en la siguiente que es necesario más ligante cuanto

más porcentaje de filler utilicemos, por lo que a la hora de dosificar el material para alcanzar la

mayor estabilidad posible, es necesario llegar a una solución de compromiso entre el porcentaje


210

de filler y el de ligante a utilizar ya que nos aumenta mucho la deforamción y se pueden producir

deformaciones plásticas permanentes en el material que sean perjudiciales para su uso, llegando

a producir, incluso, roderas.

3

4

5

6

7

8

9

3 ,5 4 4 ,5 5 5 ,5

Fille

r (%

)

L ig a n te / á r id o s ( % ) Fig. 4.6. % Filler vs % Ligante / áridos ( % ).

Por último, tal y como se puede apreciar, no existen tendencias totalmente claras a la hora de

evaluar los ensayos marshall, por lo que es necesario realizar un gran número de ensayos y

evaluar tendencias para sacar conclusiones, por lo que en el presente estudio se ha pensado

utilizar otros ensayos que nos ayuden de una forma más clara en la evaluación del

comportamiento del material.

1.2. Análisis de resultados de los ensayos de compresión simple.

Del análisis de los resultados de los ensayos de compresión simple se pueden obtener gráficos

fuerza axial vs desplazamiento para cada ensayo.


211

- 4 0

- 3 5

- 3 0

- 2 5

- 2 0

- 1 5

- 1 0

- 5

0-2 5-2 0-1 5-1 0- 50

Fuer

za a

xial

(KN

)

D e s p la z a m ie n to a x ia l (m m ) Fig. 4.7. MBC45. Fuerza axial vs Desplazamiento axial.

- 3 0

- 2 5

- 2 0

- 1 5

- 1 0

- 5

0- 2 0- 1 5-1 0- 50

Fuer

za a

xial

(KN

)

D e s p la z a m ie n to a x ia l ( m m )

Fig. 4.8. MBC41. Fuerza axial vs Desplazamiento axial.


212

0

5

1 0

1 5

2 0

2 5

0 5 1 0 1 5

Fuer

za a

xial

(KN

)

D e s p la z a m ie n to a x ia l ( m m )

Fig. 4.9. MBC42. Fuerza axial vs Desplazamiento axial.

En estas graficas de compresión axial vs desplazamiento axial distinguimos 3 tramos principales

de comportamiento del material, además de un primer tramo, hasta 3 KN de asentamiento del

material que no consideraremos como parte del ensayo.

- Un primer tramo de comportamiento totalmente lineal del material compuesto, abarca

hasta los 12 KN, con un desplazamiento axial en compresión de aproximadamente 4

mm, con lo que no da una rigidez de 3000 KN/m.

- Un segundo tramo pseudo-horizontal en el que con un aumento de carga pequeño, de

unos 3 KN, conseguimos grandes deformaciones, de hasta 5 mm, por lo que la rigidez

del material es muy pequeña en este tramo, de unos 600 KN/m. En este tramo

consideramos que el material ya ha roto.

- Un tercer tramo, en el que la rigidez vuelve a aumentar, hasta valores de 2000 KN/m.

En este tramo se considera que la resistencia al material compuesto la aporta el

refuerzo, esto es, el material pétreo, ya que las probetas se encuentran totalmente

rotas y los constituyentes del material actúan prácticamente por separado.


213

1.3. Validez de cada tipo de ensayo. Hacia el ensayo óptimo.

Los ensayos evaluados hasta ahora, tanto los tipo Marshall como los de compresión simple, son

ensayos de tipo estático, con los que no se puede apreciar la evolución de las propiedades del

material a lo largo de su vida en servicio, ya que no se reproducen las condiciones de trabajo ni

las condiciones de contorno adecuadamente.

Por todo ello, es necesario evaluar el comportamiento del material compuesto, la mezcla

bituminosa en caliente, utilizando ensayos de tipo dinámico, que sean capaces de reproducir lo

más fielmente posible la gran gama de cargas a las que están sometidos los materiales en

servicio, una vez puestos en obra y soportando las cargas transmitidas por el tráfico.

Es necesario asimismo, reproducir las condiciones de contorno a las que se encuentran los

materiales en la carretera, teniendo en cuenta la gran variabilidad de algunas condiciones a lo

largo del tiempo; cabe citar, por ejemplo, el gran diferencial de temperatura existente entre los

meses de verano y los de invierno, la diferencia de humedad, el confinamiento de los materiales,

su superficie de apoyo y la adhesividad con ésta, etc.

Por todo ello, se han desarrollado en los últimos años ensayos de tipo estático que reproduzcan

de la mejor forma posible, las condiciones de trabajo de los materiales.

2. EVALUACIÓN DEL COMPORTAMIENTO DINÁMICO DEL MATERIAL.

Como se ha visto anteriormente, el comportamiento de las mezclas bituminosas se tiene que

analizar desde el punto de vista dinámico, para lo cual existe un buen número de ensayos,

algunos de los cuales se han descrito en apartados anteriores. Con estos ensayos, se puede

caracterizar una mezcla bituminosa y recabar una serie de parámetros que la distinguen del resto

he indican su futuro comportamiento. En el presente estudio se ha decidido utilizar el análisis del

módulo dinámico y el análisis del ángulo de fase.


214

2.1. Análisis del módulo dinámico.

El módulo dinámico, como ya se ha visto anteriormente, es un reflejo de la relación que existe

entre la tensión aplicada a un material viscoelástico lineal y la deformación que experimenta.

2.1.1. Influencia de la frecuencia.

Para evaluar la influencia de la frecuencia en una mezcla bituminosa se ha realizado una gráfica

en la que se representa el módulo dinámico (E*) frente a la frecuencia de aplicación de las

cargas. Para ello, se han utilizado las probetas números 50 (-10 ºC), 39 (4ºC), 46 (24ºC) y 46

(40ºC).

Para la realización de los ensayos, se utilizó la probeta 37, con la que se realizó la calibración de

la máquina y la toma de decisión sobre que parámetros coger para su análisis posterior.

Es necesario reseñar que la probeta 46 a 4ºC se ha desechado porque se ha sometido previamente

a un ensayo a 40 ºC y el se observa una gran caída de su módulo dinámico, debido a que

seguramente se ha visto alterada por el ensayo anterior.

1 4 0

1 6 0

1 8 0

2 0 0

2 2 0

2 4 0

0 2 4 6 8 1 0 1 2

n º 3 8 (-1 0 ºC )

n º 5 0 (-1 0 ºC )

E*

(MP

a)

F re cu e n c ia Fig. 4.10. Módulo dinámico vs Frecuencia: Reproducibilidad de los resultados.


215

Primeramente se evalúa la reproducibilidad de resultados en este tipo de ensayos, y se observa

que es bastante buena, tal y como se puede apreciar en la gráfica anterior.

1 4 0

1 6 0

1 8 0

2 0 0

2 2 0

2 4 0

2 6 0

2 8 0

0 2 4 6 8 1 0 1 2

n º 5 0 ( -1 0 ºC )

n º 4 6 (4 0 º C )

n º 3 9 (4 º C )

n º 4 6 (2 4 º C )

E*

(MP

a)

F re c u e n c ia Fig. 4.11. Módulo dinámico vs Frecuencia.

Al aumentar la frecuencia aumenta el módulo dinámico, o lo que es lo mismo disminuye el

diferencial de deformaciones ( E* = Δσ / Δε ), lo que se corrobora con la teoría del

comportamiento de los materiales poliméricos o de matriz polimérica como es el presente caso

en el que la matriz o ligante es un betún polimérico, y sabido es que al aumentar la velocidad de

aplicación de cargas en un polímero disminuye su deformación.

Las probetas congeladas nos dan una caída del módulo dinámico, lo que se ha corroborado

realizando el ensayo con una segunda probeta.


216

2.1.2. Influencia de la temperatura.

Para evaluar la influencia de la temperatura en una mezcla bituminosa se ha realizado una

gráfica en la que se representa el módulo dinámico (E*) frente a la temperatura a la que se

realiza el ensayo. Para la representación gráfica del comportamiento de las probetas frente a la

temperatura, se han utilizado las mismas probetas que las utilizadas para la evaluación del

material frente a la frecuencia de la carga aplicada.

1 4 0

1 6 0

1 8 0

2 0 0

2 2 0

2 4 0

2 6 0

2 8 0

- 2 0 - 1 0 0 1 0 2 0 3 0 4 0 5 0

m o d u lo - T ª a u n a f r e c u e n c ia f i j a

1 0 H z

7 .5 H z

5 H z

2 .5 H z

1 H z

0 .5 H z

0 .1 H z

E*

(MP

a)

T ª ( º C ) Fig. 4.12. Módulo dinámico vs temperatura

Como el diferencial de tensiones aplicadas es constante, y el módulo dinámico no es otra cosa

que el cociente entre el incremento de tensiones aplicadas y el diferencial máximo de

deformaciones que se produce en cada ciclo ( E* = Δσ / Δε ), lo único que varía al cambiar la

temperatura, a una misma frecuencia de ensayo, es el diferencial máximo de desplazamiento, de

tal forma, que al aumentar dicho diferencial, disminuye el módulo dinámico (ε↑ ⇒ E↓), por lo

que, al aumentar la temperatura, como el betún (ligante) se hace más dúctil, la probeta sufre una

mayor deformación y por tanto desciende el módulo dinámico.


217

Hay que hacer notar que el aumento de la temperatura en un material polimérico hace aumentar

su ductilidad pero disminuye su módulo de rigidez (E), disminuyendo también su resistencia a la

tracción y por lo tanto se comporta peor como ligante dentro de un material compuesto.

En el caso de que la temperatura descienda de 0ºC (temperatura de congelación del agua a

presión atmosférica) el betún deja de comportarse normalmente y posiblemente pierda parte de

sus propiedades adhesivas.

lLa matriz, esto es, el betún es un polímero y seguramente hemos bajado por debajo de su

temperatura de transición vítrea, estamos en la región vítrea y las cadenas que lo componen están

en una posición congelada, no permitiendo el movimiento entre sí y comportándose el betún de

forma rígida.

Por lo tanto desciende notablemente la función de matriz – ligante que realizaba en la mezcla

bituminosa a temperaturas más altas, tendiendo hacia la disgregación del material, o por lo

menos a una falta de cohesión en su seno, y por lo tanto, al aplicarle un ciclo de cargas como el

que veníamos aplicando para otras temperaturas, la deformación del testigo aumenta,

disminuyendo su módulo dinámico.

2.2. Análisis del ángulo de fase.

Como se ha visto anteriormente, el ángulo de desfase (φ) es indicativo, a una frecuencia

determinada, del tiempo de retraso medio que existe entre la tensión aplicada en un ciclo y la

deformación que produce.


218

2.2.1. Influencia de la frecuencia.

1 5

2 0

2 5

3 0

3 5

4 0

4 5

5 0

0 2 4 6 8 1 0 1 2

n º 3 8 ( - 1 0 º C )

n º 3 9 ( 4 º C )

n º 4 6 ( 2 4 º C )

n º 4 6 ( 4 0 º C )

Ang

ulo

desf

ase

(º)

F r e c u e n c ia (H z ) Fig. 4.13. Ángulo de desfase vs Frecuencia

Al aumentar la frecuencia disminuye el ángulo de desfase, ya que también disminuye su

deformación máxima, lo que se corrobora con la teoría del comportamiento de los materiales

poliméricos o de matriz polimérica, como es el presente caso, en el que la matriz es un betún

polimérico, pasando por lo tanto a un comportamiento más elástico al disminuir la componente

viscosa.


219

2.2.2. Influencia de la temperatura

1 5

2 0

2 5

3 0

3 5

4 0

4 5

5 0

-2 0 -1 0 0 1 0 2 0 3 0 4 0 5 0

1 0 H z7 .5 H z5 H z2 .5 H z1 H z0 .5 H z0 .1 H z

Ang

ulo

desf

ase

(º)

T ª ( º C ) Fig. 4.14. Ángulo de desfase vs Temperatura

El ángulo de desfase aumenta con la temperatura, lo que significa un aumento de su

comportamiento viscoso, o lo que es lo mismo, una disminución de su componente elástica de

respuesta.

1 8

2 0

2 2

2 4

2 6

2 8

3 0

0 2 4 6 8 1 0 1 2

n º 5 0 ( -1 0 ºC )

n º 3 8 ( -1 0 ºC )

Ang

ulo

desf

ase

(º)

F re c u e n c ia Fig. 4.15. Angulo de desfase vs frecuencia: Reproducibilidad de los resultados.


220

Reseñar que la reproducibilidad de resultados en este tipo de ensayos, tal y como se puede

apreciar en la gráfica anterior es bastante buena, por lo que se considera que este tipo de ensayos

es el adecuado para representar el comportamiento real de un material bituminoso.

2.3. Transferibilidad de los resultados a la realidad.

Evaluado el material ensayado, llegamos a una expresión del módulo complejo del tipo:

E* = |E*| cosφ + i |E*| senφ

Particularizando para nuestro caso resulta que la expresión no es única, ya que depende de tanto

de la frecuencia del paso de las cargas como de la temperatura a la que está sometido el material,

tal y como podemos ver en las tablas de resultados anteriores. Podemos llegar a una expresión

aproximada tal como:

E*=200 cos 25 + i 200 sen 25

Sin embargo, no deja de ser una aproximación, más inclusive si tenemos en cuenta que existen

diferencias entre el comportamiento del material en laboratorio al comportamiento en la realidad,

es decir, en la carretera, con todas sus condiciones de contorno reales, tales como la aplicación

de cargas, confinamiento, variación de temperatura, etc.

3. DETERMINACIÓN DEL DAÑO POR FATIGA DEL MATERIAL

El estudio del problema de fatiga de los materiales utilizados en la construcción de la

infraestructura carretera ha sido prácticamente marginado, lo que ha dado como resultado que el

fundamento de las metodologías de análisis y diseño actuales para firmes sea de carácter

totalmente empírico.

Por otro lado, es necesario tener siempre presente que las extrapolaciones que se realizan con los

métodos de diseño de mezclas bituminosas de tipo empírico al utilizarlos para condiciones

distintas de las que han sido desarrollados, conduce a resultados discutibles y probablemente


221

inciertos. Otro punto importante es que la tipología de los vehículos cambia rápidamente, sobre

todo si tenemos en cuenta que la tendencia actual es ir hacia vehículos mas pesados, así como a

un espectacular incremento del tráfico. Las tendencias anteriores llevan al cambio de métodos de

diseño empíricos por métodos de diseño basados en aproximaciones mecanicistas, más si cabe si

tenemos en cuenta que el uso continuo de métodos empíricos requiere investigaciones

estadísticas costosas, sobre todo, si se tiene en cuenta los cambios a los que se han reseñado, así

como a la aparición de nuevos materiales para la construcción de carreteras.

Todo esto nos lleva a la necesidad de profundizar en el conocimiento de los mecanismos de

deformación de los materiales utilizados en carreteras, con la finalidad de entenderlos y

establecer métodos de diseño que incorporen tal conocimiento a diseños más cercanos al

comportamiento real de los firmes.

En el presente estudio, debido a la incertidumbre del comportamiento real del material, se ha

realizado una serie de ensayos a fatiga, para caracterizar el daño producido en el mismo a lo

largo del tiempo.

3.1. Reflexiones sobre el estudio de la fatiga en mezclas bituminosas.

Es necesario tener en cuenta que bajo un gran número de aplicaciones de carga, como es el caso

de las transmitidas por el tráfico, los materiales tienden a fracturarse o bien a acumular

deformación, dependiendo de su rigidez inicial, lo que causa algunos de los deterioros mas

significativos en la superficie de rodadura de los firmes

Históricamente se ha considerado que las fracturas de fatiga se iniciaban en el fondo de la capa

del firme, para propagarse posteriormente hacia arriba FENG WANG, B.S. (2005). Se han

desarrollado diversos modelos de fractura por fatiga, destacando el realizado por MONISMITH,

C.L. (1958)


222

Siendo, a1 y b1 coeficientes; εt y σ

t la deformación longitudinal y la tensión en el fondo de la capa

de firme; y Nf el número de repeticiones de carga hasta la rotura por fatiga

Los coeficientes depende de diversas propiedades de los materiales tales como la rigidez, el

volumen de huecos, el contenido de betún y su viscosidad, la granulometría de los áridos, así

como de condiciones ambientales, especialmente de la temperatura durante los ensayos.

Los modelos de fatiga desarrollados por el instituto del asfalto y por la compañía Shell incluyen

el módulo dinámico, y se resumen en la siguiente ecuación:

Nf=f1(ε1)-f2(E)-f3

Donde f1, f2 y f3 son coeficientes. HUANG,Y. H. (1993) y SUN, L., HUDSON, W.R., AND ZHANG,

Z. (2003)

Se ha desarrollado también (DIJK, W.V.,1975) un modelo de regresión en el que se relaciona, en

ensayos de tipo dinámico, el número de cargas aplicadas antes de que se produzca la fractura con

el total de energía disipada por unidad de volumen.

Todos estos modelos generalmente son muy complicados y para su aplicación se necesita

realizar una gran cantidad de cálculos intermedios basados en datos tomados de laboratorio, por

lo que no han ganado mucha popularidad y no se ha generalizado su empleo a nivel práctico.

Recientemente, la National Cooperative Highway Research Program: NCHRP, (HALLIN, J.P. ET

AL 2004), ha desarrollado las dos funciones de transferencia siguientes:

Nf=k1(εt)-k2(E)-k3


223

Siendo:

- Nf, el número de repeticiones de carga hasta el fallo (Formación de grietas en la parte

inferior o superior de la capa de mezcla bituminosa).

- ki, los coeficientes.

- εt, la máxima deformación en la parte superior o en el fondo de la capa de mezcla

bituminosa en caliente.

- E, el módulo de la capa de la mezcla bituminosa en caliente.

Aunque la ecuación que se presenta es similar a la anterior, se diferencia de ella en que en éste

modelo de fatiga desarrollado por la NCHRP se considera que las fracturas se originan tanto en

la superficie superior como en la inferior de la capa de mezcla bituminosa y en que se relaciona

el número de repeticiones de carga hasta fallo (Nf), con la deformación transversal máxima

admisible εt en la parte inferior o superior de la capa de mezcla bituminosa y el módulo del

material (E).

El segundo procedimiento se basa en descomponer la historia de cargas en bloques de amplitud

constante, en el presente caso de carga constante Pi, y contar e número de ciclos ni en cada

bloque. La rotura se producirá cuando D=1, siendo D:

Donde:

- D, el daño producido por fractura al final del período de diseño.

- ni, el número de repeticiones de carga realizadas (Con una carga Pi).

- Nfi, el número máximo admisible de repeticiones (para la carga Pi).

- m, el número total de ciclos de carga realizados sobre la probeta.

Esta ecuación es en realidad la ley de Miner, en la que se considera que la suma de las porciones

de daño producidas por cada carga es el daño total D en el final del período de diseño, y sabido


224

es que esta ley tiene una serie de inconvenientes, que ya se han explicado anteriormente en el

apartado sobre criterios de fallo por fatiga.

3.2. Justificación y descripción de los ensayos a realizar.

Los ensayos a realizar tienen como objetivo primordial el predecir lo más exactamente posible

el comportamiento de una mezcla bituminosa en caliente; para ello, se ha decidido utilizar un

ensayo dinámico de aplicación repetida de cargas sobre testigos obtenidos de las obras de

refuerzo de carreteras con mezclas bituminosas en caliente, reproduciendo lo más fielmente

posible las condiciones de contorno reales.

Como conclusión del estudio previo realizado, y que se ha descrito en apartados anteriores, se

pueden resumir los parámetros a utilizar para la realización de los ensayos sobre probetas –

testigo de 10 cm de diámetro y espesor variable:

Tipo de control Control de carga, se miden los desplazamientos

Tipo de onda Senoidal compleja y senoidal simple

Frecuencia onda

Onda senoidal compleja: 1 Hz (0,1 s aplicación carga y reposo de 0,9 s)

Onda senoidal simple: 10 Hz.

Duración del ensayo

Hasta producir rotura probeta (nº ciclos para que la rigidez inicial se

reduzca a la mitad= doble desplazamiento inicial)

Temperatura del ensayo aproximadamente 20 ºC (anotar la real)

Carga 1,6 KN vehículos ligeros. 6,4 vehículos pesados

Parar el ensayo para evaluar Cada 8 horas (está por determinar)

Sensibilidad 0,02 mm

Tabla 4.1. Parámetros utilizados en los ensayos.

Con este tipo de ensayos obtenemos la deformación permanente acumulada en función del

número de ciclos de carga, que se puede correlacionar con el potencial de deformación plástica

del material (posible formación de roderas). También se obtiene la amplitud de deformación en


225

cada ciclo de carga y su posible variación con el tiempo, así como la variación de rigidez del

material a lo largo del tiempo.

3.3. Daño en laboratorio vs daño producido por el tráfico real.

Analizando los datos obtenidos en los ensayos de fatiga realizados sobre las probetas testigo

obtenemos el incremento de desplazamiento que se produce en el material en cada ciclo de

carga, la deformación permanente acumulada, y la rigidez del mismo.

Fig. 4.16. Probeta nº 30 (Onda senoidal). Incremento desplazamiento vs Número de ciclos.

Fig. 4.17. Probeta nº 31(Onda senoidal). Incremento desplazamiento vs Número de ciclos.


226

Fig. 4.18. Probeta nº 35 (Onda compleja). Incremento desplazamiento vs Número de ciclos.

Por lo que respecta al incremento de desplazamiento distinguimos dos zonas de comportamiento

totalmente diferenciado.

- Una primera zona de gran disminución del incremento del desplazamiento como

consecuencia de la recolocación del material y la consiguiente eliminación de huecos

o vacíos del interior de su seno.

- Una segunda zona de estabilidad en el incremento de desplazamiento, es decir, en la

que la diferencia de desplazamiento entre la carga y la descarga se mantiene constante

(ensayos con onda senoidal), o crece ligeramente dicha diferencia (ensayos con onda

compleja).

- Es necesario reseñar que debido a la gran duración de los ensayos fue necesario

pararlos, por lo que el material recuperó parte de sus deformaciones y al volverlo a

someter al ensayo volvió a experimentar el efecto de recolocación descrito

anteriormente. Señalar también que en la probeta número 30 se realizó una

interrupción del ensayo sin efectuar descarga como se puede apreciar, al reanudarlo

se produjo un incremento del desplazamiento entre la carga y la descarga que

podemos interpretar de la siguiente forma: Al estar en un primer momento el material

cargado y reiniciar los ciclos de carga y descarga su rigidez disminuye, cogiendo una


227

mayor movilidad y aumentando por tanto el incremento de desplazamiento (Es lo que

podemos llamar “efecto plastilina”, que es lo que le ocurre a esta al empezar a

amasarla, pasando de estar muy rígida a una gran flexibilidad).

Por lo que respecta al estudio sobre la evolución de la rigidez de la mezcla bituminosa, se

representan a continuación las gráficas obtenidas de rigidez vs número de ciclos para los tres

casos estudiados:

Fig. 4.19. Probeta nº 30 (Onda senoidal). Rigidez vs Número de ciclos.

Fig. 4.20. Probeta nº 31 (Onda senoidal). Rigidez vs Número de ciclos.


228

Fig. 4.21. Probeta nº 35 (Onda compleja). Rigidez vs Número de ciclos.

Las tres gráficas corroboran las explicaciones realizadas anteriormente para el incremento de

desplazamiento, ya que por definición, la rigidez se ha obtenido como resultado de la división de

diferencia de fuerzas aplicadas por el incremento de desplazamiento máximo y puesto que el

ensayo se ha realizado a control de carga, la diferencia de fuerzas aplicadas es siempre constante,

variando únicamente la diferencia de desplazamientos máximo y mínimo.

Se observa asimismo que la rigidez se estabiliza en torno a los 55 KN en los ensayos realizados

con onda simple y en torno a los 40 KN en los de onda compleja. Esta diferencia se explica

debido al comportamiento viscoso de la mezcla bituminosa, puesto que al utilizar una onda

compleja, la rigidez del material es menor debido a que existe un periodo de ausencia de carga

en cada ciclo que produce un aumento de la diferencia de desplazamientos debido al retraso

entre la aplicación de la carga y la deformación que provoca.

Para evaluar la evolución del material a lo largo del tiempo se utiliza otro parámetro

característico, como es la deformación permanente acumulada, que no es otra cosa que el

producto de dividir el desplazamiento axial mínimo o no recuperado en cada ciclo de carga por

la altura real total de la probeta en el instante de la medida.


229

Fig. 4.22. Probeta nº 30 (Onda senoidal).

Deformación permanente acumulada vs Número de ciclos.

Fig. 4.23. Probeta nº 31 (Onda senoidal).

Deformación permanente acumulada vs Número de ciclos.


230

Probeta nº 35 (Onda compleja). Deformación permanente acumulada vs Número de ciclos

Del análisis de las gráficas anteriores se deduce que el comportamiento del material presenta

dos fases bien diferenciadas:

- Una primera fase en la que la deformación evoluciona rápidamente, esta primera zona

corresponde, como se ha comentado anteriormente, al periodo de acomodación,

recolocación del material y la consiguiente eliminación de huecos o vacíos del

interior de su seno.

- Una segunda fase de comportamiento lineal, del que hemos obtenido las leyes de

comportamiento siguientes:


231

Número de probeta

Ley deformación permanente

Coeficiente error Deformación permanente

acumulada

N= 50000

30 Onda senonidal N=60000

y = 0.057949 + 1.88*10-6 *x R= 0.99971 0.15


y =0.1163+7.1699*10-7*x 0.97241 0.15

35 Onda compleja N=50000

y = 0.10325 + 2.3355*10-6 *x R= 0.99669 0.22

Tabla 4.2. Leyes de comportamiento obtenidas.

Del análisis comparativo de los resultados obtenidos de los ensayos realizados para un número

reducido de ciclos (ensayos 30 y 35), tanto con onda simple como con onda compleja se deduce

que las leyes de deformación siguen en todo caso una ley lineal (y = a * x +b ).

Debido a ello, se decidió realizar un ensayo de larga duración, con un elevado número de ciclos

(N=160000), y se obtuvo así una nueva ley de deformación, también con forma lineal que como

se puede apreciar, corrobora los resultados de la ley obtenida con onda senoidal.

La necesidad de obtener ensayos que simulen de la forma más fielmente posible las realidad ha

hecho necesario la realización de ensayos con aplicación de secuencias de carga en forma de

onda compleja.

Del estudio realizado se deduce que se puede utilizar las leyes obtenidas con un número de

ciclos reducido (entorno a N=50000) para pronosticar el comportamiento de la mezcla a un

elevado número de ciclos, no necesitando realizar así ensayos de elevada duración.

Utilizando la ley de deformación permanente acumulada para onda compleja se obtiene que los

ciclos necesarios para obtener una deformación de 0.5, esto es, que la probeta alcance la mitad

de su espesor, es de N= 170000.


232

Por último se resumen los resultados obtenidos para estos ensayos:

Probeta

D = Desplazamiento

permanente acumulado

a N=50000

(mm)

Altura

probeta

(mm)

Deformación

permanente

acumulada:

ε=D/h

Rigidez

(KN/mm)

Incremento de

desplazamiento:

ΔU

(mm)


6.2 47 0.15 54.63 0.11


5.5 42 0.15 58.99 0.11

35 Onda compleja N=50000

8.1 45 0.22 40.45 0.15

Tabla 4.3. Resultados obtenidos de los ensayos.


233

5. CONCLUSIONES

1. CARACTERIZACIÓN DEL COMPORTAMIENTO ESTÁTICO DEL MATERIAL.

Con los ensayos estáticos no se pueden reproducir las condiciones reales de aplicación de las

cargas en los materiales ensayados, por lo que no se puede apreciar la evolución de las

propiedades de las mezclas bituminosas en caliente a lo largo de su vida en servicio. No se

reproduce fielmente tampoco las condiciones de contorno, baste con citar los grandes

diferenciales térmicos y la gran variabilidad de humedad que existe en las condiciones reales

entre los periodos invernales y los periodos de estío.


234

2. EVALUACIÓN DEL COMPORTAMIENTO DINÁMICO DEL MATERIAL.

Por todas las condicionantes enumerados anteriormente, se ha realizado un estudio del

comportamiento dinámico de las mezclas bituminosas, evaluándo a diferentes temperaturas y

frecuencias diversas probetas.

Como conclusión de dicho estudio C podemos decir que el comportamiento de una mezcla

bituminosa varía según la frecuencia utilizada y la temperatura a la que se encuentre. Así, para

frecuencias altas o lo que es lo mismo, tiempos de aplicación muy pequeños (0,1 sg) y

temperaturas bajas (<10ºC) su comportamiento es de tipo elástico - lineal. Sin embargo, para

temperaturas y tiempos de aplicación mayores su deformación aumenta y aumenta también su

ángulo de desfase, por lo que podemos decir que el comportamiento es de tipo plástico y

viscoso.

3. DETERMINACIÓN DEL DAÑO POR FATIGA DEL MATERIAL

Del análisis de los resultados obtenidos en los ensayos de fatiga de las distintas probetas de

mezcla bituminosa en caliente se deduce que la rigidez del material (calculada como cociente

entre la amplitud de cargas aplicadas y los desplazamientos que provocan) se estabiliza una vez

efectuados los primeros ciclos, y se constata que existe un desfase más o menos constante entre

la aplicación de las cargas y los desplazamientos producidos por éstas, por lo que podemos

calificar las mezclas bituminosas como materiales con un comportamiento de tipo viscoso.

Para evaluar la evolución del material a lo largo del tiempo se utiliza la deformación permanente

acumulada, obteniéndose unas leyes de deformación de tipo lineal. (y = a * x +b ) tanto para el

caso de aplicación de cargas con un espectro senoidal, como con un espectro de onda compleja,

por lo que se deduce que se pueden utilizar ondas de tipo senoidal, lo que facilita enórmemente

los estudios de fatiga a largo plazo ya que se consiguen realizar los ensayos en tiempos diez

veces menores.

Por otro lado, se confirma la aplicación a largo plazo de las ley de deformación obtenida, por lo

que se pueden realizar cálculo sobre la deformación futura del material.


235

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