CONSORCIO BOYACÁ      ESTUDIO GEOLÓGICO GEOTÉCNICO PARA OBRAS COMPLEMENTARIAS DE ESTABILIZACIÓN DE TALUDES – INSTITUCIÓN EDUCATIVA SAN PEDRO CLAVER – CHITARAQUE, BOYACÁ   
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   ESTUDIO GEOLÓGICO GEOTÉCNICO PARA OBRAS COMPLEMENTARIAS DE ESTABILIZACIÓN DE TALUDES – INSTITUCIÓN EDUCATIVA SAN PEDRO CLAVER – CHITARAQUE, BOYACÁ       CONTROL DE REVISIONES   REV Descripción Fecha (dd-mm-aaaa) A ENTREGA INICIAL 23-12-2020       LUIS ALFREDO GONZÁLEZ MIYER RAMÍREZ COMPLEMENTOS CIVILES. ELABORÓ REVISÓ APROBÓ       Bogotá, D.C. – Diciembre de 2020 
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TABLA DE CONTENIDO 1 INTRODUCCIÓN ...................................................................................................... 6 
 OBJETIVOS ............................................................................................................. 7 2 RECOPILACIÓN DE INFORMACIÓN ..................................................................... 8 
 LOCALIZACIÓN ....................................................................................................... 8 
 DESCRIPCIÓN DEL PROYECTO ........................................................................... 9 
 ASPECTOS GEOLÓGICOS Y GEOMORFOLÓGICOS ........................................ 11 2.3.1 EVALUACIÓN GEOLÓGICA ............................................................................................... 11 2.3.2 EVALUACIÓN GEOMORFOLÓGICA .................................................................................. 15 2.3.3 HIDROGEOLOGÍA ............................................................................................................... 16 
 INTERPRETACIÓN GEOLÓGICA Y MORFODINÁMICA DE LOS PROCESOS DE INESTABILIDAD .......................................................................................................... 18 3 CARACTERIZACIÓN DEL SUBSUELO ................................................................ 22 
 INVESTIGACIÓN DEL SUBSUELO ...................................................................... 22 
 ENSAYOS DE CAMPO .......................................................................................... 23 
 ENSAYOS DE LABORATORIO ............................................................................ 25 4 ANÁLISIS SÍSMICO ............................................................................................... 27 
 TIPO DE SUELO .................................................................................................... 27 
 ZONA DE AMENAZA SÍSMICA ............................................................................. 31 5 CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA .................................................................... 36 
 DEFINICIÓN DE PARÁMETROS GEOTÉCNICOS DE DISEÑO .......................... 36 5.1.1 CARACTERIZACIÓN DE LA ROCA .................................................................................... 41 5.1.2 CALIBRACIÓN DE PARÁMETROS – RETROCÁLCULO ................................................... 42 6 MODELO GEOLÓGICO – GEOTÉCNICO ............................................................. 45 7 ANÁLISIS DE ESTABILIZACIÓN GEOTÉCNICA ................................................. 48 
 ANÁLISIS DE ESTABILIDAD ESCENARIO ACTUAL .......................................... 48 7.1.1 MECANISMOS DE FALLA PRESENTES ............................................................................ 48 7.1.2 ANÁLISIS ESCENARIO ACTUAL - CONDICIÓN NORMAL ............................................... 48 
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7.1.3 ANÁLISIS ESCENARIO ACTUAL - CONDICIÓN SEUDOESTÁTICA ................................ 50 
 ANÁLISIS DEL COMPORTAMIENTO DEL AGUA EN EL SUBSUELO – CRITERIOS PARA LA IMPLEMENTACIÓN DE DRENES HORIZONTALES .................. 53 
 ALTERNATIVAS PROPUESTAS .......................................................................... 58 7.3.1 ALTERNATIVA 1 .................................................................................................................. 58 7.3.2 ALTERNATIVA 2 .................................................................................................................. 64 
 ASPECTOS ESPECÍFICOS DE DISEÑO DE LAS ALTERNATIVAS PROPUESTAS ................................................................................................................... 69 7.4.1 LONGITUD DE EMPOTRAMIENTO CAISSON – ALTERNATIVA 1 ................................... 69 7.4.2 LONGITUD DE EMPOTRAMIENTO CAISSON – ALTERNATIVA 2 ................................... 72 7.4.3 LONGITUD DE BULBO DE ANCLAJES PROPUESTOS– ALTERNATIVA 2 ..................... 75 7.4.4 . CAPACIDAD PORTANTE EN ROCA ................................................................................ 76 7.4.5 . MÓDULO DE REACCIÓN HORIZONTAL – CAISSONS ................................................... 78 
 TALUDES TEMPORALES ..................................................................................... 80 8 CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES ......................................................... 92 
 RECOMENDACIONES .......................................................................................... 96 9 LIMITACIONES ...................................................................................................... 99 10 BIBLIOGRAFÍA .................................................................................................... 100   ILUSTRACIONES Ilustración 1 Ubicación del proyecto - Chitaraque - Boyacá ............................................................................... 8 Ilustración 2 Implantación de la construcción - Detalle de la zona de inestabilidad .......................................... 9 Ilustración 3 Mapa Geológico de la región de Chitaraque. Plancha 171 Duitama ........................................... 11 Ilustración 4 Cartografía del depósito coluvial alrededor de Chitaraque ......................................................... 13 Ilustración 5 Plano geomorfológico de la plancha 171 Duitama, escala 1:100.000. 2012. .............................. 15 Ilustración 6 Municipio de Chitaraque. Depósito coluvial del flujo de detritos que descansa discordantemente sobre la Formación Paja. La flecha indica la dirección del flujo. ...................................................................... 16 Ilustración 7 Variación de la porosidad con la granulometría en materiales detríticos no consolidados. ....... 18 Ilustración 8 Interpretación morfodinámica de los movimientos en masa ...................................................... 19 Ilustración 9 Ubicación de las Perforaciones .................................................................................................... 23 Ilustración 10 Zonas de Amenaza Sísmica ........................................................................................................ 32 Ilustración 11 Retrocálculo - Perfil 1 ................................................................................................................. 43 Ilustración 12 Retrocálculo - Perfil 2 ................................................................................................................. 43 
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Ilustración 13 Retrocálculo - Perfil 3 ................................................................................................................. 44 Ilustración 14 Perfiles de Análisis ..................................................................................................................... 45 Ilustración 15 Modelo Geológico Geotécnico – Perfil 1 .................................................................................... 46 Ilustración 16 Modelo Geológico Geotécnico – Perfil 2 .................................................................................... 46 Ilustración 17 Modelo Geológico Geotécnico – Perfil 3 .................................................................................... 47 Ilustración 18 Escenario actual – Condición estática – Perfil 1 • FS=1.30 ........................................................ 49 Ilustración 19 Escenario actual – Condición estática – Perfil 2 • FS=1.36 ........................................................ 49 Ilustración 20 Escenario actual – Condición estática – Perfil 3 • FS=1.23 ........................................................ 50 Ilustración 21 Escenario actual – Condición seudoestática – Perfil 1 • FS=0.92 ............................................... 51 Ilustración 22 Escenario actual – Condición seudoestática – Perfil 2 • FS=0.88 ............................................... 51 Ilustración 23 Escenario actual – Condición seudoestática – Perfil 3 • FS=0.77 ............................................... 52 Ilustración 24 Condiciones de frontera – Perfil 1 .............................................................................................. 56 Ilustración 25 Obras – Perfil 1 .......................................................................................................................... 56 Ilustración 26 Condiciones de frontera – Perfil 3 .............................................................................................. 57 Ilustración 27 Obras – Perfil 3 .......................................................................................................................... 58 Ilustración 28 Detalle de Trinchos Metálicos .................................................................................................... 59 Ilustración 29- Escenario con obras – Perfil 1- Condición Estática • FS=2.16 ................................................... 60 Ilustración 30 Escenario con obras – Perfil 2- Condición Estática • FS=2.12 .................................................... 60 Ilustración 31 Escenario con obras – Perfil 3 - Condición Estática • FS=1.73 ................................................... 61 Ilustración 32 Escenario con obras – Perfil 1- Condición Seudostática • FS=1.24 ............................................ 62 Ilustración 33 Escenario con obras – Perfil 2- Condición Seudostática • FS=1.07 ............................................ 62 Ilustración 34 Escenario con obras – Perfil 3- Condición Seudostática • FS=1.20 ............................................ 63 Ilustración 35 Escenario con obras – Alternativa 2 Perfil 1- Condición Estática • FS=2.17 ............................... 65 Ilustración 36 Escenario con obras – Alternativa 2 Perfil 2- Condición Estática • FS=2.11 ............................... 65 Ilustración 37 Escenario con obras – Alternativa 2 Perfil 3- Condición Estática • FS=1.73 ............................... 66 Ilustración 38 Escenario con obras – Alternativa 2 Perfil 1- Condición Seudostática • FS=1.26 ....................... 67 Ilustración 39 Escenario con obras – Alternativa 2 Perfil 2- Condición Seudostática • FS=1.24 ....................... 67 Ilustración 40 Escenario con obras – Alternativa 2 Perfil 3- Condición Seudostática • FS=1.20 ....................... 68 Ilustración 41. Envolvente de presión aparente para cortes en arcilla firme de Peck (1969) ........................... 81 Ilustración 42 Talud temporal izquierdo – Estático – Perfil 1 – FS=0.62 ........................................................... 83 Ilustración 43. Talud temporal izquierdo – Estático – Perfil 1 – FS=0.54 .......................................................... 83 Ilustración 44. Talud temporal izquierdo con anclaje ....................................................................................... 84 Ilustración 45. Variación factor de seguridad y fuerza entibado ...................................................................... 85 Ilustración 46 Talud temporal izquierdo – Estático – Perfil 2 – FS=0.58 ........................................................... 86 Ilustración 47. Talud temporal izquierdo – Estático – Perfil 2 – FS=0.50 .......................................................... 86 Ilustración 48. Talud temporal izquierdo con anclaje ....................................................................................... 87 Ilustración 49. Variación factor de seguridad y fuerza entibado ...................................................................... 88 Ilustración 50 Talud temporal izquierdo – Estático – Perfil 3 – FS=0.87 ........................................................... 89 Ilustración 51. Talud temporal izquierdo – Estático – Perfil 3 – FS=0.75 .......................................................... 89 
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Ilustración 52. Talud temporal izquierdo con anclaje ....................................................................................... 90 Ilustración 53. Variación factor de seguridad y fuerza entibado ...................................................................... 91  TABLAS Tabla 1 Exploración Geotécnica ....................................................................................................................... 22 Tabla 2 Resultados ensayos de campo año 2019 ............................................................................................. 24 Tabla 3 Resultados ensayos de campo año 2020 ............................................................................................. 24 Tabla 4 Resultados de Ensayos de Laboratorio - 2019 ..................................................................................... 25 Tabla 5 Resultados de Ensayos de Laboratorio - 2020 ..................................................................................... 26 Tabla 6 Clasificación de los perfiles de Suelo – Tabla A.2.4-1. .......................................................................... 27 Tabla 7 Tipo de Perfil de Suelo .......................................................................................................................... 30 Tabla 8 Criterios para clasificar suelos dentro de los perfiles de suelo tipos C, D o E ....................................... 31 Tabla 9 Valores de Aa, Av, Ae y Ad y definición de la zona de amenaza sísmica de los municipios colombianos. Apéndice A-4 .................................................................................................................................................... 33 Tabla 10. Valores del coeficiente Fa – Tabla A.2.4-3 ........................................................................................ 33 Tabla 11. Valores del coeficiente Fv – Tabla A.2.4-4 ........................................................................................ 34 Tabla 12 Valores de Aa,Av, Ae, Ad, Fa y Fv, para el municipio de Chitaraque .................................................. 34 Tabla 13 Parámetros efectivos ......................................................................................................................... 40 Tabla 14 Parámetros Efectivos Adoptados ....................................................................................................... 40 Tabla 15 Resultados del Ensayo de Carga Puntual ........................................................................................... 41 Tabla 16 Parámetros de resistencia - Lutita ..................................................................................................... 42 Tabla 17 Parámetros de resistencia adoptados - Lutita ................................................................................... 42 Tabla 18 Parámetros Finales ............................................................................................................................ 44 Tabla 19 Resumen Factores de Seguridad – Escenario actual .......................................................................... 52 Tabla 20 Valores típicos de Permeabilidad para suelos ................................................................................... 54 Tabla 21 Valores típicos de Permeabilidad de la matriz rocosa ....................................................................... 54 Tabla 22 Propiedades hidráulicas de los materiales ......................................................................................... 54 Tabla 23 Resumen Factores de Seguridad – Escenario con obras – Alternativa 1 ............................................ 63 Tabla 24 Resumen Factores de Seguridad – Escenario con obras – Alternativa 2 ............................................ 68 Tabla 25. Factor de seguridad mínimo en construcción (Taludes Temporales) ................................................ 80 Tabla 26. Resistencia no drenada en función del NSPT ...................................................................................... 82 Tabla 27. Resistencia al corte no drenado Su - Calculado ................................................................................ 82  GRAFICAS Grafica 1 Diagrama de esfuerzos cortantes y esfuerzos normales efectivos – SUELO FALLADO ...................... 38 Grafica 2 Diagrama de esfuerzos cortantes y esfuerzos normales efectivos – ARCILLA CL .............................. 38 Grafica 3 Diagrama de esfuerzos cortantes y esfuerzos normales efectivos – ARCILLA GRIS .......................... 39 Grafica 4 Diagrama de esfuerzos cortantes y esfuerzos normales efectivos – ARCILLA CON FRAGMENTOS DE LUTITA .............................................................................................................................................................. 39 
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1 INTRODUCCIÓN En el presente documento se realizan los estudios geológicos y geotécnico que busca analizar en detalle la situación de los procesos de inestabilidad generados en el costado sur-oriental de la construcción de la Institución Educativa San Pedro Claver, ubicada en el municipio de Chitaraque, Boyacá; con lo cual se recomiendan las obras complementarias para la estabilización de los taludes.  Para la ejecución del estudio, en primer lugar, se realizó la recopilación, revisión y análisis de la información disponible, teniendo en cuenta las condiciones geológicas y geomorfológicas regionales y locales de la zona, la identificación de problemas de estabilidad geotécnica; así como la información de las actividades de investigación del subsuelo, trabajos de campo y resultados de ensayos de laboratorio, realizados en el año 2019 y en el año 2020.  En este orden de ideas, a partir de la interpretación y análisis de la información, así como de los ensayos de campo y laboratorio; se realiza la caracterización geotécnica de la zona de estudio, incluyendo el perfil estratigráfico característico, los parámetros geotécnicos y propiedades geomecánicas del subsuelo, consolidando los resultados en un Modelo geológico – geotécnico de diseño, implementado para los análisis de estabilidad y diseño geotécnico de la solución propuesta.  Se define la metodología de análisis, y criterios de diseño empleados para el desarrollo de los análisis geotécnicos, bajo las recomendaciones y consideraciones de la Normativa vigente, tales como el Reglamento Colombiano Sismo resistente – NSR-10.  Se aclara que el presente estudio busca definir las obras y/o medidas de estabilización a implementar en inmediaciones de la institución educativa, pudiéndose presentar condiciones no previstas de carácter semiregional o regional que influyan en la estabilidad de la zona, estando por fuera del alcance del presente estudio, por lo que se requerirán estudios complementarios que determinen dicha posibilidad, así como las medidas u obras complementarias a implementar.  
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 OBJETIVOS Presentar los estudios geológicos y diseños geotécnicos de las obras complementarias de estabilización de taludes, ubicados en el costado sur-oriental de la construcción de la Institución Educativa San Pedro Claver.   Se describen los siguientes objetivos específicos:  • Revisar y evaluar la información disponible de la zona de estudio, necesaria para la caracterización del sector.  • Definir el marco geológico y geomorfológico del sitio inestable y su entorno  • Precisar las condiciones geotécnicas, parámetros y propiedades geomecánicas de los materiales presentes en la zona de estudio  • Formular el modelo geológico-geotécnico de diseño a partir de la interpretación de la información geológica, los resultados de la investigación del subsuelo y ensayos de laboratorio.  • Realizar los análisis de estabilidad de las obras complementarias, en los diferentes escenarios de análisis, en inmediaciones de la institución educativa. 
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2 RECOPILACIÓN DE INFORMACIÓN 
 LOCALIZACIÓN  Las obras de estabilización a realizarse hacen parte de la construcción de la Institución Educativa San Pedro Claver, ubicada en Chitaraque, municipio de Boyacá, Colombia, que pertenece a la Provincia de Ricaurte en límites con el Departamento de Santander.  El municipio de Chitaraque cuenta con una superficie de 157.65 km2, y dista aproximadamente 105 km de Tunja, capital del departamento de Boyacá.   La construcción de la Institución Educativa San Pedro Claver se encuentra ubicada entre la Carrera 4 y la Carrera 5, al costado sur del municipio de Chitaraque. Latitud: 6°1'38.06"N - Longitud:73°26'50.76"O (Ver Ilustración 1). Ilustración 1 Ubicación del proyecto - Chitaraque - Boyacá 
 FUENTE: TOMADO Y MODIFICADO DE GOOGLE EARTH  

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 DESCRIPCIÓN DEL PROYECTO En el costado sur-oriental de la construcción de la Institución Educativa San Pedro Claver (Ilustración 2) se han presentado procesos de inestabilidad identificados como procesos erosivos y deslizamientos rotacionales en forma escalonada que han generado escarpes, como se puede observar en el registro fotográfico adjunto.   Dichos movimientos en masa comprometen de manera importante la estabilidad de las estructuras proyectadas en el costado sur-oriental, como son el espacio deportivo y las estructuras que colindan en esta área, por lo cual es imperativo determinar las obras necesarias que permitan la estabilización de los taludes. Ilustración 2 Implantación de la construcción - Detalle de la zona de inestabilidad                      FUENTE: TOMADO DE PLANO DE IMPLANTACIÓN  
ZONA DE INESTABILIDAD 
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Las siguientes son algunas fotografías que muestran el estado actual de los taludes (noviembre de 2020) y evidencian los procesos de inestabilidad en inmediaciones de la construcción. Fotografía 1 
  Fotografía 2 
  

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 ASPECTOS GEOLÓGICOS Y GEOMORFOLÓGICOS  2.3.1 EVALUACIÓN GEOLÓGICA 2.3.1.1 GENERAL El Departamento de Santander, así como los límites de Boyacá son de las regiones más montañosas del país, cuyo territorio corresponde principalmente a la Cordillera Oriental. El relieve es escarpado a moderado con características geomorfológicas contrastantes y bastante marcadas.  La localidad de Chitaraque se encuentra al oriente de Santana por la vía que desprende de la carretera principal Tunja – Barbosa – Bucaramanga, y se ubica en la parte baja entre las quebradas Santa Helena y Quinta.  La Ilustración 3 muestra las unidades geológicas de la región de Chitaraque, entre las cuales se encuentran:    Kmsgi – Formación San Gil Kimp - Formación Paja Miembro Lutítico Kimpa – Formación Paja Miembro Arenoso  Ilustración 3 Mapa Geológico de la región de Chitaraque. Plancha 171 Duitama 
 FUENTE: INFORME DE GEOLOGÍA    

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2.3.1.2 ESTRATIGRAFÍA CRETACICO SUPERIOR  La Formación Paja (Kimp) está compuesta por lutitas negras y shales negros, finamente laminadas, bastante consolidadas y compactas en roca sana, con rumbo N40E y buzamientos de 10º hacia el NW, descansa concordantemente sobre la Formación Paja (Kimpa), Miembro arenoso e infrayace la Formación San Gil.   Chitaraque se ubica sobre terrenos de edad cretácica y cuaternaria. Los terrenos de edad cretácica están conformados por rocas sedimentarias sanas, de moderada alta dureza, constituidas mayormente por lutitas y sales negras finamente laminadas.  Localmente, como ocurre en el municipio y sus alrededores, estas formaciones están cubiertas por un importante depósito cuaternario de origen coluvial, de litología arcillosa con presencia de grandes bloques subangulares, distribuidos erráticamente.  A continuación, se hace una descripción general de las unidades de roca-suelos, donde se encuentra la construcción del colegio San Pedro Claver.  CUATERNARIO  El Municipio de Chitaraque, así como su infraestructura escolar, se encuentra fundado sobre un gran depósito coluvial tipo flujo de detritos, procedentes de la erosión de los macizos rocosos de las formaciones Paja y San Gil, cuyo depósito se localiza entre las quebradas La Quinta, Santa Helena y San Joaquín principalmente y en su parte baja bordea el Rio Riachuelo. La parte superior de este depósito se ubica en la parte media alta de la ladera (Ver Ilustración 4)  Su bajo grado de consolidación, así como su meteorización, hacen pensar que la formación cuaternaria es reciente, Pleistoceno-Holoceno.   
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 Ilustración 4 Cartografía del depósito coluvial alrededor de Chitaraque 
 FUENTE: INFORME DE GEOLOGÍA   El material erosionado fue transportado pendiente abajo de la ladera por gravedad, y/o por el arrastre de aguas intermitentes conformó un gran depósito en forma de abanico con lomos convexos. El drenaje característico es subparalelo a paralelo.  Los cauces de las quebradas paralelas han desarrollado grandes depósitos aluviales de clastos de tamaño decimétrico y métrico, siendo estos observables sobre la superficie en sitios muy puntuales de la ladera. Esta situación hace inducir que igualmente se pueden encontrar dentro del cuerpo del depósito.  El espesor del depósito coluvial que descansa discordantemente sobre la Formación Paja, que, de acuerdo con lo observado en el cauce de la Quebrada Santa Helena y la exploración geotécnica, el espesor en general no supera los 6.0 metros de potencia. A pesar de su escaza potencia, los taludes marginales a las cuencas de las quebradas, presentan importantes problemas de inestabilidad como se puede determinar en las fotos aéreas y en el campo.  

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La inestabilidad más reciente de este depósito coluvial, por su baja compactación, se presenta en la ladera adyacente al colegio, especialmente la que se observa al final de la carrera cuarta entre las calles 2ª y la Quebrada Santa Helena. Fotografía 3 
 Fotografía 4 
 Fotografía 5 
  

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Las anteriores fotografías muestran los planos de falla por el deslizamiento en la parte alta de la ladera, cerca de la columna del colegio en construcción, en la Fotografía 5 se observa el plano del deslizamiento en la parte media de la ladera. 2.3.2 EVALUACIÓN GEOMORFOLÓGICA El Depósito Cuaternario (Qc), junto con la Formación Paja (Kimp), ha desarrollado una geomorfología definida como de laderas estructurales en contra pendiente, que de acuerdo con la nomenclatura del INGEOMINAS se denomina Unidad Geomorfológica Slcps.  Ilustración 5 Plano geomorfológico de la plancha 171 Duitama, escala 1:100.000. 2012. 
 FUENTE: INFORME DE GEOLOGÍA  En Chitaraque la zona se presenta como una superficie ligeramente inclinada a moderadamente inclinada, de morfología irregular con estratos que buzan en sentido contrario a la pendiente de la ladera. Esta geoforma predomina la pendiente inclinada entre los 10º y 15º, y sobre esta unidad se desarrolla el depósito coluvial, cuya superficie se presenta de forma irregular, por los diferentes procesos erosivos, cárcavas y deslizamientos rotacionales locales y puntuales como los que se aprecian en campo y en las fotografías aéreas, cuyo principal desarrollo se da en las cuencas de las quebradas Santa Helena y La Quinta.  

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Ilustración 6 Municipio de Chitaraque. Depósito coluvial del flujo de detritos que descansa discordantemente sobre la Formación Paja. La flecha indica la dirección del flujo. 
 FUENTE: INFORME DE GEOLOGÍA 2.3.3 HIDROGEOLOGÍA La zona de estudio se ubica en un piso térmico templado con precipitaciones de tipo bimodal, como es lo normal para la parte central de la Cordillera Oriental.  Las unidades geológicas presentes en el municipio y particularmente en el área de influencia del colegio, están definidas por la Formación Paja de tipología lutítica de color negro, duras y compactas (Kimpa) y por el depósito coluvial de arcillas y limos altamente plásticos (Qc). Se puede establecer como dos unidades geológicas bastante diferentes tanto en composición y dureza, así como su génesis de 

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formación. La granulometría se clasifica como de fina a muy fina, con porosidades y permeabilidades bajas.  En el caso de la Formación Paja, que sirve de base del depósito coluvial, su alta compactación produce una baja porosidad y una baja permeabilidad. En los afloramientos observados en la Quebrada Santa Helena, no se observó diaclasamiento o Fracturamiento de los estratos de roca que pudiera inducir a una porosidad secundaria alguna  Para el caso del Depósito Coluvial, su génesis está dada como un depósito coluvial de flujo de detritos de material granular constituido principalmente de granulometría de grano fino a muy fino, no compacto, pero si altamente alterado a arcillas y limo plásticos. Debido a estas características particulares, en cada una de las unidades geológicas constituyen dos unidades hidrogeológicas diferentes.  DRENAJE SUBSUPERFICIAL  La Formación Paja (Kimp) se clasifica como un acuífugo, que no contiene agua y no permite que circule a través de ella, es decir que es completamente impermeable.  El Depósito Coluvial (Qc) se puede clasificar como un acuicluido, es decir que contienen agua, pero no permite que circule a través de este. En los núcleos extraídos de los sondeos de exploración, así como la caracterización, se clasifican como arcillas plásticas.  En la Ilustración 7 se muestra la variación de la porosidad total y eficaz en función de la granulometría de materiales no consolidados. En uno de los taludes expuestos, se pudo observar que cuando estos materiales están secos, son bastante friables, condiciones que favorecen que cuando se saturen y queden expuestos, la susceptibilidad a los movimientos en masa y la probabilidad de deslizamientos es alta.   
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Ilustración 7 Variación de la porosidad con la granulometría en materiales detríticos no consolidados.  
 FUENTE: INFORME DE GEOLOGÍA 
 INTERPRETACIÓN GEOLÓGICA Y MORFODINÁMICA DE LOS PROCESOS DE INESTABILIDAD  De acuerdo con el informe de geología, se evidenció el movimiento en masa tipo deslizamiento rotacional en el límite occidental del colegio con la quebrada Santa Helena, margen izquierda al inicio de la carrera cuarta.   El deslizamiento tipo rotacional retrogresivo y remontante, tiene lugar sobre la ladera al inicio de la carrera cuarta, en una longitud aproximada de 60 metros, con una pendiente de 45º aproximadamente.   El escarpe superior del plano de falla evidencia que el movimiento superior tuvo un desplazamiento vertical con respecto a la horizontal de 4-5 metros, generando a su vez grietas longitudinales paralelas cerca de la base de la columna, que hace parte de la estructura del colegio. Estas grietas por el desconfinamiento del talud, tres días después, produjeron un nuevo deslizamiento llevando consigo un árbol frondoso y parte del cerramiento perimetral constituido por láminas de zinc (Ver Fotografía 2).   

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Ilustración 8 Interpretación morfodinámica de los movimientos en masa 
 FUENTE: INFORME DE GEOLOGÍA - INTERPRETACIÓN MORFODINÁMICA DE LOS MOVIMIENTOS EN MASA QUE OCURREN EN EL MUNICIPIO DE CHITARAQUE-BOYACÁ En primer lugar, se origina un depósito coluvial (Qc) tipo flujo de detritos sobre la ladera preexistente, conformada por la Formación Paja, de forma de abanico, de extensión considerable y espesor variable no mayor a 9 metros de profundidad en donde se han adelantado sondeos mecánicos. El depósito se puede identificar a escala 1:10.000.  Desde el punto de vista de la ingeniería se puede clasificar como un depósito MM, es decir tipo coluvión, con una o varias coronas y un solo cuerpo generado por movimientos gravitatorios muy rápidos con mecanismos de disparo producidas por lluvias prolongadas.  

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Después del depósito inicial, se desarrolló una red de drenajes principales, ente los cuales se encuentran las quebradas La Quinta y Santa Helena con desarrollo tributarios cortos, con laderas de baja a alta pendiente; los de baja pendiente se identifican en la margen derecha de la Quebrada La Quinta, y los de alta en la margen izquierda de la Quebrada Santa Helena.  Este depósito reciente está constituido principalmente por materiales de granulometría fina tamaño arcillas y limo, y en menor proporción arenas y gravas de baja compactación, generando suelos cohesivos de baja permeabilidad, clasificadas como arcillas plásticas. Dentro del cuerpo del coluvión se encuentran cantos y bloques de calizas distribuidos erráticamente.    Debido a que su grado de compactación es bajo y su grado meteorización alto, este depósito es susceptible a los procesos de remoción en masa, especialmente estos procesos que se dan en los taludes de las laderas de la margen derecha de la Quebrada La Quinta   e izquierda de la Quebrada Santa Helena, en el municipio de Chitaraque.  El mayor riesgo de inestabilidad y que puede afectar al Colegio en construcción, está la que se da actualmente en la esquina sur oriental del Colegio cerca de la Quebrada Santa Helena, al inicio de la carrera 4.  Lateralmente y de forma paralela a las orillas de las quebradas se identifican los siguientes procesos de remoción en masa:  1. Los de tipo rotacional identificados en la fotografía ampliada (Ilustración 8) como A1 y A2, en color rojo:   Los de tipo A1 tienen forma escalonada, y se identifican en la margen derecha de la Quebrada la Quinta en una ladera de baja pendiente de promedio aproximadamente 150 metros, conservando cierto alineamiento y uniformidad que, en campo, es difícil de identificar debido al desarrollo urbano y a la construcción de viviendas y e infraestructura vial.   Los de tipo A2 que también son de forma escalonada, se han desarrollado en la margen izquierda de la Quebrada Santa Helena en una ladera corta, en 
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promedio 50 metros, de alta pendiente y por el desarrollo de tributarios los procesos erosivos son más relevantes. En la fotografía aérea se identifican como terrazas alineadas pero aisladas.  2.  Los procesos tipo B1 Y B2, en color amarillo. Son procesos de remoción en masa más recientes con respecto a los A1 y A2. Estos procesos se formaron sobre los prexistentes A2, como consecuencia del mal manejo de las aguas superficiales que se han dado en el lote del colegio, las aguas de escorrentía saturaron los terrenos y alimentaron las fisuras y planos del deslizamiento existente. Otro factor que pudo incidir es que como el depósito coluvial se encuentra descansando discordantemente sobre la Formación Paja, que estructuralmente formó una ladera totalmente impermeable. El contacto depósito roca, se considera un contacto de saturación contribuyendo de alguna manera aumentar o adicionar la inestabilidad que se da junto a la esquina del Colegio.     
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3 CARACTERIZACIÓN DEL SUBSUELO La investigación del subsuelo se realiza con el fin de definir complementariamente los estudios geológicos regionales y locales, la estratigrafía del suelo y las propiedades físicas y mecánicas de los materiales que lo conforman, por tanto, se desarrollaron exploraciones por métodos directos.  Considerando las características físico-mecánicas de los materiales, determinadas con base a los resultados del programa de exploración del subsuelo, se plantearon modelos geológico – geotécnicos para la zona en estudio. Para el análisis de los procesos de inestabilidad se realizaron dos campañas de exploración, una en el año 2019 y la otra en el año 2020, este informe presenta los resultados obtenidos de las dos campañas.  
 INVESTIGACIÓN DEL SUBSUELO Con el fin de evaluar las propiedades mecánicas del subsuelo del sitio inestable, se ejecutaron dos campañas, una realizada en el año 2019 y otra realizada en el año 2020; las cuales consistieron en perforaciones mediante el sistema de percusión con ensayo de penetración estándar (SPT). De esta forma se recuperaron las muestras que posteriormente fueron llevadas a ensayos de laboratorio, una vez allí se realiza la respectiva descripción visual, y ensayos de clasificación de suelos. La Tabla 1 muestra las características de los sondeos realizados. Tabla 1 Exploración Geotécnica AÑO PERFORACIÓN PROFUNDIDAD (m) 2019 P1 5.00 P2 4.00 P3 4.30 P4 4.00 2020 P1’ 17.00 P2’ 6.30 P3’ 4.50 P4’ 4.00 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Las perforaciones se realizaron en los puntos que se indican en la Ilustración 9. 
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Ilustración 9 Ubicación de las Perforaciones 
 FUENTE: TOMADO DE PLANO DE IMPLANTACIÓN 
 ENSAYOS DE CAMPO  El ensayo de campo que se siguió para desarrollar la exploración mecánica en el área de estudio fue el Ensayo de Penetración Estándar (SPT), de éste se pudo relacionar el número de golpes obtenidos en campo con propiedades índice y geomecánicas de los materiales perforados.   Las propiedades relacionadas con la exploración y los datos de campo se presentan en la Tabla 2 y la Tabla 3. 

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Tabla 2 Resultados ensayos de campo año 2019 PERFORACIÓN DE (m) A (m) N (golpes/pie) P1 0.00 0.50 12 0.50 1.00 16 1.00 1.50 3 1.50 2.00 3 2.00 2.50 18 2.50 3.00 19 3.00 3.50 20 3.50 4.00 21 4.00 4.50 30 4.50 5.00 70 P2 0.00 0.50 3 0.50 1.00 2 1.00 1.50 18 1.50 2.00 17 2.00 2.50 28 2.50 3.00 30 3.00 3.50 52 3.50 4.00 70 P3 0.30 0.80 14 0.80 1.30 28 1.30 1.80 24 1.80 2.30 16 2.30 2.80 30 2.80 3.30 37 3.30 3.80 41 3.80 4.30 70 P4 0.00 0.50 9 0.50 1.00 11 1.00 1.50 12 1.50 2.00 13 2.00 2.50 20 2.50 3.00 20 3.00 3.50 36 3.50 4.00 70 NF No Detectado  Tabla 3 Resultados ensayos de campo año 2020 PERFORACIÓN DE (m) A (m) N (golpes/pie) NF (m) P1' 0.50 1.00 6 3.50 1.00 1.50 5 1.50 2.00 7 2.00 2.50 9 2.50 3.00 17 3.00 3.50 12 5.00 5.50 36 5.50 7.00 - 7.00 7.50 7 9.00 9.50 37 P2' 0.80 1.30 7 1.70 1.30 1.80 5 1.80 2.30 13 2.30 2.80 22 2.80 3.30 22 4.80 5.30 54 5.80 6.30 59 P3' 1.00 1.50 6 1.30 1.50 2.00 9 2.00 2.50 8 2.50 3.00 9 4.00 4.50 68 P4' 1.00 1.50 5 No Detectado 2.50 3.00 22 3.50 4.00 68  
 
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 ENSAYOS DE LABORATORIO A continuación, se muestra el compilado de los resultados de laboratorio realizados sobre las muestras extraídas, tanto en el año 2019 como en el año 2020; así mismo, en los Anexos 2 y 3 se presentan los registros de perforación y los ensayos de laboratorio, respectivamente.   Los ensayos de laboratorio que se aplicaron en las muestras extraídas en campo fueron: Pesos específicos, contenido de humedad, granulometría y límites de consistencia que permitieron clasificar los materiales, y ensayos de corte directo con los que se evaluaron algunas propiedades geomecánicas de los mismos.   Tabla 4 Resultados de Ensayos de Laboratorio - 2019 PERFORACIÓN PROFUNDIDAD ÍNDICES DE CONSISTENCIA GRANULOMETRÍA (% Pasa) CLASIFICACIÓN FÍSICOS Wn LL LP IP IL G A F AASHTO (I.G.) USCS gs (gr/cm³) ::: SPT 90% No. M # (m) % % % % % % % % 1 2 0.50-1.00 18 50 22 28 0 21 7 72 A-7-6 (20) CH 1.74 1 4 1.50-2.00 17 51 22 29 0 0 11 89 A-7-6 (28) CH 1.72 1 6 2.50-3.00 25 54 25 29 0 0 8 92 A-7-6 (30) CH 1.55 1 9 4.00-4.50 40 49 30 19 1 15 9 76 A-7-5 (15) ML 2.06 2 1 0.00-0.50 38 50 25 25 1 29 14 57 A-7-6 (12) CH 1.57 2 3 1.00-1.50 32 66 22 44 0 0 17 83 A-7-6 (39) CH   2 5 2.00-2.50 36 70 23 47 0 15 25 60 A-7-6 (25) CH 1.89 3 2 0.80-1.30 26 67 37 30 0 15 19 66 A-7-5 (20) MH 1.73 3 5 2.30-2.80 28 61 38 23 0 21 23 56 A-7-5 (12) MH 1.67 3 8 3.80-4.30 34 64 41 23 0 51 15 34 A-2-7 (2) GC   4 4 1.50-2.00 25 30 17 13 1 0 5 95 A-6 (11) CL 1.87 4 7 3.00-3.50 26 48 14 34 0 45 5 50 A-7-6 (12) GC 1.84 4 8 3.50-4.00 31 75 23 52 0 46 16 38 A-7-6 (11) GC    
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Tabla 5 Resultados de Ensayos de Laboratorio - 2020 PERFORACIÓN PROFUNDIDAD EN  ÍNDICES DE CONSISTENCIA GRANULOMETRÍA (% Pasa) CLASIFICACIÓN FÍSICA CORTE DIRECTO CD Wn LL LP IP IL %G %A %F AASHTO (I.G.) USCS gs (gr/cm³) C´ (kg/cm²) φ´ (°) No. M # (metros) % % % % % 1´ 1 0.50-1.00 16 43 16 27 0 0 1 99 A-7-6 (28) CL 1.76     1´ 3 1.50-2.00 23 39 17 22 0 2 23 74 A-6 (15) CL 1.74     1´ 5 2.50-3.00 17 39 14 25 0 13 10 77 A-6 (17) CL 1.82     1´ 6 3.00-3.50 20                   1.72 0.53 21.31 1´ 7 5.00-5.50 11 30 10 20 0 11 21 68 A-6 (10) CL 1.71     1´ 9 9.00-9.50 39 62 25 37 0 0 23 77 A-7-6 (30) CH 1.63     1´ 11 11.00-12.50                     2.04     1´ 12 12.50-14.00                     2.17     1´ 13 14.00-15.50                     1.96     2´ 1 0.80-1.30 20 32 13 19 0 0 22 78 A-6 (13) CL 1.93     2´ 3 1.80-2.30 11 33 19 14 -1 1 25 73 A-6 (9) CL 1.78     2´ 6 4.80-5.30 20 38 17 21 0 16 23 61 A-6 (10) CL 1.99     3´ 2 1.50-2.00 38 66 23 43 0 0 9 91 A-7-6 (44) CH 1.73     3´ 5 4.00-4.50 25 62 30 32 0 16 3 81 A-7-5 (29) CH 1.78     4´ 2 2.50-3.00 16                   1.83 1.36 30.53  
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4 ANÁLISIS SÍSMICO 
 TIPO DE SUELO  Se define el tipo de perfil de suelo, de acuerdo con lo indicado en el Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-10 en el capítulo A.2.4.3, que establece que la definición debe realizarse con base en las propiedades de los 30.0m superiores del perfil de suelo, de acuerdo con la Tabla A.2.4-1.   Tabla 6 Clasificación de los perfiles de Suelo – Tabla A.2.4-1. 
 FUENTE: REGLAMENTO COLOMBIANO DE CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE NSR-10     

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Se sigue el procedimiento de clasificación indicado por el reglamento:  Paso 1: Debe primero verificarse si el suelo cae dentro de la clasificación de alguna de las categorías de perfil de suelo tipo F, en cuyo caso debe realizarse un estudio sísmico particular de clasificación en el sitio, por parte de un ingeniero geotecnista siguiendo los lineamientos de A.2.10.  F1 – [Suelos susceptibles a la falla o colapso por excitación sísmica]:   A partir de la investigación del subsuelo, el perfil estratigráfico encontrado, y los análisis geotécnicos respecto a la susceptibilidad del suelo, no se evidenciaron estratos importantes de suelos caracterizados por ser arcillas sensitivas, suelos dispersivos o estratos importantes potencialmente licuables; para considerarse como un perfil de suelo tipo F. Por lo cual, no cumple como perfil tipo F1  F2 – [Turbas y arcillas orgánicas y muy orgánicas – Espesor del estrato H > 3.00m]:   Considerando los resultados de clasificación de las muestras tomadas en campo, se evidencian diferentes estratos de arcillas cuyo espesor varia entre los 1.80m y los 5.80m, por lo cual fue necesario realizar una evaluación o verificación de las características de este material.  Si bien, en las cuatro (4) exploraciones realizadas se evidencia un material arcilloso, en ninguno de los casos, este material clasifica como una arcilla con materia orgánica (OH u OL) por lo cual, se verifica que no corresponde con un perfil de suelo tipo F2.  F3 – [Arcillas de muy alta plasticidad – H > 7.5m – IP > 75]:   A partir de los ensayos de laboratorio, se compararon los resultados obtenidos para los estratos arcillosos. En todos los casos, para los estratos arcillosos evidenciados no se reportan valores de índice de plasticidad mayores a 75. Por lo tanto, el tipo de suelo no cumple como perfil tipo F3. 
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 F4 – [Gran espesor de arcillas de rigidez mediana a blanda – H > 36m]: No se encontraron espesores de arcillas mayores a 36m de profundidad, por lo cual, el perfil de suelo no aplica para un suelo tipo F4.  Paso 2: Debe establecerse la existencia de estratos de arcilla blanda. La arcilla blanda se define como aquella que tiene una resistencia al corte no drenado menor de 50kPa (0.50kgf/cm2), un contenido de agua, w, mayor del 40% y un índice de plasticidad IP, mayor de 20. Si hay un espesor total, H, de 3m o más de arcilla que cumplan estas condiciones el perfil se clasifica como tipo E.  De acuerdo con los resultados de los ensayos de laboratorio realizados, se validaron los criterios mencionados previamente para los estratos arcillosos encontrados en la zona de estudio. Se determina que, aunque se tienen índices de plasticidad IP mayores de 20, en ninguno de los casos el contenido de humedad, w, supera 40%, por lo cual los estratos de suelo arcilloso no cumplen con los criterios para clasificar como perfil tipo E.  Paso 3: El perfil se clasifica utilizando uno de los tres criterios, 𝑣̅!, 𝑁$, o la consideración conjunta de 𝑁$"# y 𝑠̅$, seleccionando el aplicable como se indica a continuación. En caso de que se cuente 𝑣̅! prevalecerá la clasificación basada en este criterio. En caso de que no se cuente con 𝑣̅! se podrá utilizar el criterio basado en 𝑁$ que involucra todos los estratos del perfil. Alternativamente se podrá utilizar el criterio basado conjuntamente en 𝑠̅$, para la fracción de suelos cohesivos y el criterio 𝑁$"#, que toma en cuenta la fracción de los suelos no cohesivos del perfil.   En este caso la validación del tipo de perfil de suelo se hará por medio del número medio de golpes del ensayo de penetración estándar que, indistintamente de si está integrado por suelos no cohesivos o cohesivos, se obtiene por medio de:  El número medio de golpes del ensayo de penetración estándar en cualquier perfil de suelo, indistintamente que esté integrado por suelos no cohesivos o cohesivos, se obtiene por medio de: 
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 𝑁=	∑𝑑𝑖%&'(∑𝑑𝑖𝑁𝑖%&'( Donde:  𝑁𝑖 = número de golpes por píe obtenidos en el ensayo de penetración estándar, realizado in situ de acuerdo con la norma ASTM D1586, haciendo corrección por energía N60, correspondiente al estrato i. El valor de i N a emplear para obtener el valor medio, no debe exceder 100.  𝑁 = número de golpes promedio del Ensayo de Penetración Estándar (SPT) en golpes/píe, (Norma ASTM D 1586) para los 30 m superiores del perfil de suelo.  De esta manera se analizan los resultados del ensayo de penetración estándar obtenidos en las cuatro perforaciones realizadas en el año 2020:  Tabla 7 Tipo de Perfil de Suelo 
 PERFORACIÓN P1’ De - A Espesor (di) N45 N60 di/Ni 0.00 - 1.00 1.00 6 5 0.22 1.00 - 1.50 0.50 5 4 0.13 2.00 - 2.00 0.50 7 5 0.10 3.00 - 2.50 0.50 9 7 0.07 4.00 - 3.00 0.50 17 13 0.04 5.00 - 3.50 0.50 12 9 0.06 6.00  5.50 2.00 36 27 0.07 7.00 - 7.50 2.00 7 5 0.38 8.00 - 9.50 2.00 37 28 0.07 9.00 - 15.00 5.50 37 28 0.20 15.00 - 21.00 6.00 37 28 0.22 21.00 - 30.00 9.00 37 28 0.32      ∑ di/Ni 1.89      N medio 16      PERFIL D PERFORACIÓN P2’ De - A Espesor (di) N45 N60 di/Ni 0.00 - 1.30 1.30 7 5 0.25 1.00 - 1.80 0.50 5 4 0.13 2.00 - 2.30 0.50 13 10 0.05 3.00 - 2.80 0.50 22 17 0.03 4.00 - 3.30 0.50 22 17 0.03 5.00 - 5.30 2.00 54 41 0.05 6.00 - 6.30 1.00 59 44 0.02 7.00 - 20.00 13.70 59 44 0.31 20.00 - 25.00 5.00 59 44 0.11 25.00 - 30.00 5.00 59 44 0.11      ∑ di/Ni 1.10      N medio 27      PERFIL D   
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PERFORACIÓN P3’ De - A Espesor (di) N45 N60 di/Ni 0.00 - 1.50 1.50 6 5 0.33 1.00 - 2.00 0.50 9 7 0.07 2.00 - 2.50 0.50 8 6 0.08 3.00 - 3.00 0.50 9 7 0.07 4.00 - 4.50 1.50 68 51 0.03 5.00 - 10.00 5.50 68 51 0.11 10.00 - 20.00 10.00 68 51 0.20 20.00 - 30.00 10.00 68 51 0.20      ∑ di/Ni 1.09      N medio 27      PERFIL D  PERFORACIÓN P4’ De - A Espesor (di) N45 N60 di/Ni 0.00 - 1.50 1.50 5 4 0.40 1.00 - 3.00 1.50 22 17 0.09 2.00 - 4.00 1.00 68 51 0.02 3.00 - 10.00 6.00 68 51 0.12 10.00 - 20.00 10.00 68 51 0.20 20.00 - 30.00 10.00 68 51 0.20      ∑ di/Ni 1.02      N medio 29      PERFIL D   La Tabla A.2.4-2 del Reglamento Colombiano de Construcción Sismo Resistente NSR-10, establece los siguientes criterios:   Tabla 8 Criterios para clasificar suelos dentro de los perfiles de suelo tipos C, D o E  FUENTE: REGLAMENTO COLOMBIANO DE CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE NSR-10  Con base en los resultados obtenidos de los análisis realizados, puede verse que los valores de 𝑁$ se encuentran entre 16 y 29, por lo tanto, se clasifica el perfil de suelo como un perfil TIPO D. 
 ZONA DE AMENAZA SÍSMICA   En primer lugar, se definió la zona de amenaza sísmica correspondiente a la localización del proyecto, el municipio de Chitaraque se encuentra ubicado en zona de amenaza sísmica intermedia.    

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Ilustración 10 Zonas de Amenaza Sísmica 
 FUENTE: REGLAMENTO COLOMBIANO DE CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE NSR-10 

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De acuerdo con la NSR-10 (Apéndice A-4), los valores de Aa, Av, Ae, Ad y la definición de la zona de amenaza sísmica para la zona de estudio son: Tabla 9 Valores de Aa, Av, Ae y Ad y definición de la zona de amenaza sísmica de los municipios colombianos. Apéndice A-4 
 FUENTE: REGLAMENTO COLOMBIANO DE CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE NSR-10 Ahora bien, mediante las siguientes tablas se definen los valores de los coeficientes Fa y Fv, según la NSR-10: Tabla 10. Valores del coeficiente Fa – Tabla A.2.4-3 
 

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Tabla 11. Valores del coeficiente Fv – Tabla A.2.4-4 
 FUENTE: REGLAMENTO COLOMBIANO DE CONSTRUCCIÓN SISMO RESISTENTE NSR-10 De esta manera se tienen los siguientes coeficientes de acuerdo con la zona de amenaza sísmica:   Tabla 12 Valores de Aa,Av, Ae, Ad, Fa y Fv, para el municipio de Chitaraque MUNICIPIO Aa Av ZONA DE AMENAZA SÍSMICA Ae Ad Fa Fv Chitaraque 0.15 0.20 Intermedia 0.10 0.06 1.5 1.0  Para los análisis en condición pseudo estática, se empleó el coeficiente de aceleración sísmico, calculado como sigue el (Reglamento Colombiano NSR-10 de AIS – Asociación Colombiana de Ingeniería Sísmica, 2010).   Ao=Aa∗Fa∗I Donde:   Aa: Aceleración horizontal pico efectiva.   Fa: Coeficiente de amplificación que afecta la aceleración en la zona de periodos cortos, debida a los efectos de sitio, adimensional.  I: Coeficiente de Importancia   Kst =Kh: Porcentaje de aceleración pico que se debe usar dependiendo del tipo de material del sitio.  

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Ao = amáx Aceleración máxima   Teniendo en cuenta las consideraciones obtenidas a lo largo del desarrollo de este capítulo, se presentan los valores y el cálculo para Kh:  Kh/ amáx = 0.8 para suelos, enrocados y macizos rocosos muy fracturados con RQD <50% (Tabla H.5.2-1 – Título H, NSR-10)  Aa: 0.15, (Municipio de Chitaraque, NSR-10)  Fa: 1.5, Para un suelo de perfil tipo D (Según estudio geotécnico), (Tabla A.2.4-3 - Título A, NSR-10)  I: Coeficiente de Importancia Grupo III = 1.25   	Kh=0.8(Aa∗Fa∗I)  Kh=0.8(0.15∗1.5∗1.25)  𝐊𝐡=𝟎.𝟐𝟐   
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5 CARACTERIZACIÓN GEOTÉCNICA  Considerando las características físicas y mecánicas de los materiales, determinadas según los resultados del programa de exploración del subsuelo, se plantearon modelos geológico – geotécnicos para la zona de estudio. 
 DEFINICIÓN DE PARÁMETROS GEOTÉCNICOS DE DISEÑO  La definición de los parámetros geotécnicos del subsuelo se hará con base a los perfiles estratigráficos mostrados, y a partir de la información obtenida de la investigación en campo (SPT) y los resultados de los ensayos de laboratorio mostrados con anterioridad, de todas las perforaciones.   Los parámetros efectivos de resistencia de los materiales fueron estimados a partir de los resultados de las pruebas de SPT, empleando el procedimiento recomendado en el artículo “Estimativos de Parámetros Efectivos de Resistencia con el SPT” (Ing. Álvaro González M., X Jornadas Geotécnicas de la Ingeniería Colombiana – SCI – SCG – 1999).  El autor indica que, aunque el ensayo es denominado estándar, tiene muchas variantes y para casi todas estas existen factores de corrección a la energía teórica de referencia, de acuerdo con (Bowles, 1988) el valor de N de campo se corrige de la siguiente forma:  𝑁𝑐𝑜𝑟𝑟=𝑁	×	𝐶%×𝜂(×𝜂)×𝜂*×𝜂+ Donde, 𝑁𝑐𝑜𝑟𝑟 = N corregido 𝑁 = N en campo 𝐶% = Factor de corrección por confinamiento efectivo 𝜂( = Factor por energía del martillo (0.45 ≤ 𝜂(	≤ 1) 𝜂) = Factor por longitud de varilla (0.75 ≤ 𝜂)	≤ 1) 𝜂* = Factor por revestimiento interno de tomamuestras (0.8 ≤ 𝜂*	≤ 1) 𝜂+ = Factor por diámetro de la perforación (> 1 para D>5”, 1.15 para D=8”)  Nota: González considera que: 𝜂)=𝜂*=𝜂+=1.  
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Para la corrección por energía 𝜂(, González utiliza la relación 𝑁,(=𝑁,)×(𝑒2/𝑒1), teniendo en cuenta que en Colombia conservativamente se toma e=45%. De igual manera, indica que las correlaciones que presenta en su trabajo fueron obtenidas con materiales granulares, para los cuales usualmente la cohesión efectiva es igual a cero (c’=0), obteniendo así, la siguiente relación entre esfuerzos cortantes y esfuerzos normales efectivos, donde f’ es el ángulo efectivo y f’eq es el ángulo efectivo equivalente:  𝜙′-./= 𝜙′,0=tan1((𝜏/𝜎′)  Entre las numerosas correlaciones que existen destaca las realizadas por los autores Peck; Peck, Hanson y Thornbum; Kishida; Schmertmann; Japan National Railway JNR y Japan Road Bureau JRB, a continuación, se presentan las ecuaciones para una energía de e=45% (Colombia).     Dichas correlaciones fueron empleadas en el cálculo del ángulo efectivo equivalente (f’eq), el esfuerzo cortante en falla (t) y, por ende, la cohesión efectiva (c’). Este cálculo se realizó por medio de la implementación de una distribución normal que permitía determinar el valor mínimo, promedio y máximo de cada parámetro. A manera gráfica en las siguientes Ilustraciones, se presenta el diagrama t vs s' para aquellos materiales que en campo fueron ensayados con SPT.  En efectos de análisis el valor promedio fue adoptado para el modelo inicial, pues resulta tener mejor ajuste ante la dispersión de datos.  

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Grafica 1 Diagrama de esfuerzos cortantes y esfuerzos normales efectivos – SUELO FALLADO 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR   Grafica 2 Diagrama de esfuerzos cortantes y esfuerzos normales efectivos – ARCILLA CL 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Estadísticas:Confianza95.0%r20.87COV13%15%
Modelo	Mohr	-	CoulombMáximo321Mínimo211Valorφ´	(°)c'	(KPa)Promedio271
0.004.008.0012.0016.0020.0024.0028.00
0481216202428323640Esfuerzo	de	corte	en	la	falla,		τ(KPa)							
Esfuerzo	normal	 efectivo,	σn´(KPa)MáximoMínimoPromedioDatos	de	SPT𝜏=𝑐´+	𝜎𝑛´	∙𝑇𝑎𝑛	𝜙´ 
Estadísticas:Confianza95.0%r20.83COV9%11%
Modelo	Mohr	-	CoulombMáximo304Mínimo223Valorφ´	(°)c'	(KPa)Promedio263
0.0010.0020.0030.0040.0050.0060.00
010203040506070Esfuerzo	de	corte	en	la	falla,		τ(KPa)							
Esfuerzo	normal	 efectivo,	σn´(KPa)MáximoMínimoPromedioDatos	de	SPT𝜏=𝑐´+	𝜎𝑛´	∙𝑇𝑎𝑛	𝜙´ 
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Grafica 3 Diagrama de esfuerzos cortantes y esfuerzos normales efectivos – ARCILLA GRIS 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR   Grafica 4 Diagrama de esfuerzos cortantes y esfuerzos normales efectivos – ARCILLA CON FRAGMENTOS DE LUTITA 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR Estadísticas:Confianza95.0%r20.70COV14%18%
Modelo	Mohr	-	CoulombMáximo402Mínimo251Valorφ´	(°)c'	(KPa)Promedio322
0.0010.0020.0030.0040.0050.0060.0070.0080.0090.00100.00
0102030405060708090100Esfuerzo	de	corte	en	la	falla,		τ(KPa)							
Esfuerzo	normal	 efectivo,	σn´(KPa)MáximoMínimoPromedioDatos	de	SPT𝜏=𝑐´+	𝜎𝑛´	∙𝑇𝑎𝑛	𝜙´ 
Estadísticas:Confianza95.0%r20.8131Valorφ´	(°)c'	(KPa)Promedio337COV14%16%
Modelo	Mohr	-	CoulombMáximo399Mínimo255
0.005.0010.0015.0020.0025.0030.0035.0040.0045.0050.0055.0060.0065.0070.0075.0080.0085.0090.0095.00100.00
05101520253035404550556065707580859095100Esfuerzo	de	corte	en	la	falla,		τ(KPa)							
Esfuerzo	normal	 efectivo,	σn´(KPa)MáximoMínimoPromedioDatos	de	SPT𝜏=𝑐´+	𝜎𝑛´	∙𝑇𝑎𝑛	𝜙´ 
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De acuerdo con la metodología anteriormente descrita, los diagramas de esfuerzos cortantes y esfuerzos normales efectivos, y los resultados de los ensayos de laboratorio, se muestran los siguientes parámetros para los materiales encontrados en las perforaciones realizadas: Tabla 13 Parámetros efectivos MATERIAL PERFORACIÓN φ' c' (kPa) γ (kN/m3) SUELO FALLADO P1 27 1 19.4 P2 17.5 P2' 19.3 P3 18.5 P3' 17.3 ARCILLA CL P1 26 3 18.1 P1' 17.7 P2' 17.8 ARCILLA GRIS P1 32 2 17.3 P1' 17.5 P2 18.8 P2' 17.8 P3' 16.7 P4' 18.3 ARCILLA CON FRAGMENTOS DE LUTITA P1' 33 7 16.7 P3' 17.8 P4' 18.3 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Teniendo en cuenta los anteriores valores, se definen los parámetros efectivos adoptados. Los valores de los pesos unitarios (γ), resultan del promedio de los mostrados en la Tabla 13, excluyendo para el cálculo valores extremos.   Tabla 14 Parámetros Efectivos Adoptados MATERIAL φ' c' (kPa) γ (kN/m3) SUELO FALLADO 27 1 18.2 ARCILLA CL 26 3 18.4 ARCILLA GRIS 32 2 17.9 ARCILLA CON FRAGMENTOS DE LUTITA 33 7 17.6 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR 
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5.1.1 CARACTERIZACIÓN DE LA ROCA La metodología empleada para la definición de la resistencia a la compresión del material clasificado como Lutita, consistió en la evaluación de los valores obtenidos del ensayo de carga puntual en roca. Para ello se tomó, de manera conservadora, el menor valor de la resistencia a la compresión simple reportado en dicho ensayo:  Tabla 15 Resultados del Ensayo de Carga Puntual   ● Índice geológico de resistencia (GSI)  Se aplicó el criterio de falla de Hoek & Brown partiendo de la resistencia a la compresión simple determinada en el ensayo de carga puntual (5.2 MPa), además de la geología, la caracterización en campo de la roca y las muestras obtenidas de las prospecciones. Con lo anterior fueron definidos los parámetros de UCS (Intact Uniaxial Compressive Strength); GSI (Geological Strength Index) correspondiente al índice geológico de resistencia según las características del macizo rocoso y la condición de la superficie de este; mi, constante que depende de las propiedades de la matriz rocosa y su origen; y D (Disturbance Factor) equivalente al factor de perturbación de la misma.         

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De esta forma se definieron los parámetros mostrados a continuación:  Tabla 16 Parámetros de resistencia - Lutita MATERIAL PERFORACIÓN UCS (kPa) mb s a LUTITA P1' 5200 0.345 0.0002 0.52    GSI mi D    32 6 0.3  FUENTE: EQUIPO CONSULTOR Finalmente, los parámetros de resistencia adoptados para la lutita son los siguientes: Tabla 17 Parámetros de resistencia adoptados - Lutita UCS (kPa) mb s a γ (kN/m3) 5200 0.345 0.0002 0.52 19.6  FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  5.1.2 CALIBRACIÓN DE PARÁMETROS – RETROCÁLCULO De acuerdo con (Ruge, 2015) el ensayo de penetración estándar SPT no es muy confiable para la evaluación de materiales arcillosos, ya que las presiones de poros generadas en suelos poco permeables, la adhesión muestreador-suelo, y la perturbación causada por la naturaleza dinámica del ensayo, hacen que los resultados, por lo menos en la obtención de parámetros no drenados tienda a ser más conservadora, subestimando el valor de la cohesión.   Tal argumento sirve para explicar que es necesario realizar un retrocálculo para los materiales de suelo fallado, y para los materiales arcillosos; con el fin de redefinir sus parámetros efectivos de resistencia. El retrocálculo se hizo para una condición crítica de agua, tomando un nivel freático igual a 0.50m de profundidad dadas las consideraciones hidrológicas e hidráulicas, presentadas en la zona de estudio.  De esta forma, se realizó el procedimiento de calibración mediante retrocálculo, tomando como parámetros finales los más bajos de los tres perfiles analizados. A continuación, se presentan los resultados obtenidos, para los perfiles definidos en la Ilustración 14 (perfiles 1 a 3):  
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 Ilustración 11 Retrocálculo - Perfil 1 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Ilustración 12 Retrocálculo - Perfil 2 
 

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FUENTE: EQUIPO CONSULTOR Ilustración 13 Retrocálculo - Perfil 3 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  En conclusión, los parámetros finales definidos para el modelo geológico–geotécnico para la zona de estudio son los siguientes:  Tabla 18 Parámetros Finales  FUENTE: EQUIPO CONSULTOR      

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6 MODELO GEOLÓGICO – GEOTÉCNICO  A partir de la investigación del subsuelo realizada, incluida la revisión de la geología, geomorfología, y la definición de la estratigrafía de acuerdo con las propiedades de resistencia de los materiales encontrados, se realiza el modelo considerando la localización en planta de las zonas potencialmente inestables y la definición del trazado de perfiles sobre dichas zonas.   Lo anterior permite la calibración del modelo conceptual y de los parámetros de los materiales, que serán mostrados en las siguientes ilustraciones, en donde el modelo se plasma sobre los perfiles 1, 2, y 3 definidos para este sitio. Cabe mencionar que en la prospección del subsuelo se encontró nivel freático, a diferentes profundidades, sin embargo, de manera conservadora se tomó el mínimo de 1.30m. para el escenario con condición de agua normal. Ilustración 14 Perfiles de Análisis 
  

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A continuación, se presentan los perfiles 1, 2 y 3 con la distribución final de materiales y los parámetros de resistencia establecidos.  Ilustración 15 Modelo Geológico Geotécnico – Perfil 1 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Ilustración 16 Modelo Geológico Geotécnico – Perfil 2 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR   

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Ilustración 17 Modelo Geológico Geotécnico – Perfil 3 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR         

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7 ANÁLISIS DE ESTABILIZACIÓN GEOTÉCNICA  La verificación de estabilidad que se propone está enfocada en establecer la incidencia de condiciones en el modelo geotécnico, tal como el agua y el sismo; a partir de ello generar las respectivas recomendaciones a nivel geotécnico en la zona, así como proponer las obras más adecuadas para el control del problema actual.  En todos los perfiles (1,2 y 3) se analizó el escenario actual bajo la condición de agua y sismo. Para la condición de agua se tomó el nivel freático a una profundidad de 1.30m, como se mencionó anteriormente. Además, en los análisis se tuvo en cuenta los resultados obtenidos del análisis sísmico para la definición de la carga horizontal y la carga vertical de sismo.  
 ANÁLISIS DE ESTABILIDAD ESCENARIO ACTUAL 7.1.1 MECANISMOS DE FALLA PRESENTES El mecanismo de falla presente en la zona de estudio, de acuerdo con la caracterización geológica, está descrito como deslizamiento rotacional, en éste la masa se desliza hacia abajo, a lo largo de una superficie ondulada.  Los análisis de estabilidad se realizan considerando este mecanismo de falla, dada las características y composiciones de los suelos presentes.   Para lo anterior, se empleó el software Slide V6, el cual permite verificar el mecanismo de falla rotacional, al considerar círculos de falla con diferente radio .  7.1.2  ANÁLISIS ESCENARIO ACTUAL - CONDICIÓN NORMAL  En las siguientes ilustraciones se presentan los análisis de la condición del escenario actual para los tres perfiles.     
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Ilustración 18 Escenario actual – Condición estática – Perfil 1 • FS=1.30 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR Ilustración 19 Escenario actual – Condición estática – Perfil 2 • FS=1.36 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR 

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Ilustración 20 Escenario actual – Condición estática – Perfil 3 • FS=1.23 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  7.1.3 ANÁLISIS ESCENARIO ACTUAL - CONDICIÓN SEUDOESTÁTICA El análisis en escenario actual, en condición seudoestática se realizó considerando los tres perfiles igualmente, teniendo en cuenta los coeficientes sísmicos (Kh y Kv) determinados anteriormente.  

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Ilustración 21 Escenario actual – Condición seudoestática – Perfil 1 • FS=0.92 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR Ilustración 22 Escenario actual – Condición seudoestática – Perfil 2 • FS=0.88 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR 

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Ilustración 23 Escenario actual – Condición seudoestática – Perfil 3 • FS=0.77 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  A manera de resumen en la Tabla 19 se muestran los valores de factor de seguridad obtenidos de los análisis geotécnicos de la condición actual  Tabla 19 Resumen Factores de Seguridad – Escenario actual PERFIL CONDICIÓN FS REQUERIDO FS OBTENIDO Perfil 1 Estática 1.50 1.30 Seudoestática 1.05 0.92 Perfil 2 Estática 1.50 1.36 Seudoestática 1.05 0.88 Perfil 3 Estática 1.50 1.23 Seudoestática 1.05 0.77 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR   

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 ANÁLISIS DEL COMPORTAMIENTO DEL AGUA EN EL SUBSUELO – CRITERIOS PARA LA IMPLEMENTACIÓN DE DRENES HORIZONTALES   Teniendo en cuenta que el agua y sus efectos constituye uno de los principales agentes que influyen en la estabilidad de la zona estudiada, se presentan a continuación los criterios de análisis para la modelación del agua en el subsuelo, junto con el diseño de drenes horizontales, como medida de control y/o abatimiento del nivel freático, para el escenario con obras.  La metodología empleada para modelar el agua subterránea corresponde al uso de modelos de elementos finitos, por medio del software Slide V6, mediante su subrutina ground water, la permite definir y analizar el problema utilizando el mismo modelo del problema de estabilidad de taludes. La malla seleccionada para el análisis de esta metodología tiene un número de elementos equivalente a 1000 y el tipo de elemento elegido fue triangular de tres nodos.  Asimismo, fueron seleccionadas las propiedades hidráulicas para cada material, esto dependiendo del tipo de material, de acuerdo con los resultados de los ensayos de laboratorio realizados en los especímenes extraídos. Los valores de permeabilidad de los materiales empleados en el análisis fueron obtenidos de las siguientes tablas, y posteriormente se presenta el resumen de las propiedades hidráulicas de los materiales en cuestión.  
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Tabla 20 Valores típicos de Permeabilidad para suelos 
 FUENTE: (Carter & Bentley, 1991)   Tabla 21 Valores típicos de Permeabilidad de la matriz rocosa 
 FUENTE: González Vallejos  Tabla 22 Propiedades hidráulicas de los materiales MATERIAL PERMEABILIDAD (m/s) PERMEABILIDAD (cm/s) Suelo Fallado 5.00E-08 5.00E-06 Arcilla CL 4.00E-08 4.00E-06 Arcilla Gris 4.00E-08 4.00E-06 Arcilla con Fragmentos de Lutita 1.00E-09 1.00E-07 Lutita 1.00E-12 1.00E-10 

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Para el dren horizontal, la permeabilidad fue definida como una permeabilidad promedio, en función de la separación de los drenes, el diámetro de la tubería, el ancho total del análisis o material en el cual van a ser colocados los geo drenes, la permeabilidad del suelo en contacto, y la permeabilidad del geotextil (NT2000).      En seguida, se presentan las condiciones de frontera definidas para cada análisis junto con el resultado del modelo de métodos finitos, lo cual servirá como base para la definición del nivel freático promedio, a partir de las propiedades hidráulicas de los materiales y la interacción de éstos con los drenes.  Los análisis de las condiciones de frontera se realizaron con el propósito de verificar la estabilidad de los taludes en cuestión, teniendo en cuenta los factores de seguridad comparándolos a su vez con los establecidos con la normatividad nacional, tanto en condiciones estática como seudo estática. Además, se evaluó de qué forma el nivel freático variaba con la inclusión de los drenes horizontales, presentando un comportamiento favorable que contribuye a la mitigación de las condiciones de inestabilidad del terreno.  • PERFIL 1  La ilustración a continuación está asociada con las condiciones de frontera definidas para este perfil, con el fin de definir el nivel freático critico a abatir (cercano a la superficie del terreno, a 50cm de la misma, aproximadamente), teniendo en cuenta las condiciones topográficas actuales del terreno. D: Diá metro del drenD =0.076mB:Ancho de análisisB =200ms:Sep ar aci ó n  d e d r en ess=10mks:Per m eabil idad del  suel oks=2.0.E-06cm/skgeo:Per m eabil idad geo t ex t ilkgeo=4.2.E-01cm/skprom=3.36.E-03cm/s3.36.E-05m/sBsBDBkssBDkgeokprom÷÷øöççèæ÷÷øöççèæ÷øöçèæ+×-×+÷øöçèæ+××=11D:  Diá metro del drenD =0.102mB:Ancho de análisisB =60ms:Se p ar aci ó n  d e  d r e n e ss=4mks:Per meab i l i d ad  d el  su el oks=5.E -06cm/skgeo:Per meab i l i d ad  geo t ex t i lkgeo=4.E -01cm/skpr om=1.0.E -02cm/s
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Ilustración 24 Condiciones de frontera – Perfil 1 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  En la siguiente ilustración se muestra la variación del nivel freático con la inclusión de drenes horizontales y una estructura de contención, como parte de las alternativas de solución a analizar.  Esta ilustración se aprecia el trabajo de los drenes horizontales.  Ilustración 25 Obras – Perfil 1 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR   

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• PERFIL 3  La Ilustración 26 presenta las condiciones de frontera propuestas para este perfil, con el fin de definir el nivel freático critico a abatir (cercano a la superficie del terreno, a 50cm de la misma, aproximadamente), teniendo en cuenta las condiciones topográficas actuales del terreno.  Ilustración 26 Condiciones de frontera – Perfil 3 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR   En la Ilustración 27 se muestra la variación del nivel freático con la inclusión de drenes horizontales y una estructura de contención, como parte de las alternativas de solución a analizar.  Esta ilustración se aprecia el trabajo de los drenes horizontales.  

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Ilustración 27 Obras – Perfil 3 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR   
 ALTERNATIVAS PROPUESTAS Teniendo en cuenta los resultados de los análisis geotécnicos de estabilidad fueron establecidas 2 alternativas para la mitigación y control de los procesos de remoción en masa.  7.3.1  ALTERNATIVA 1  Las obras sugeridas para la alternativa 1, corresponden a:  • Muro pantalla en concreto, con altura H=4.0m y viga cabezal, cimentado sobre caissons de diámetro d=1.20m, separados cada tres diámetros entre ejes, con una longitud de 8.0m. Se recomienda así mismo, la implementación de un filtro de 40cm de espesor, con tubería de 4” perforada en su base, revestido con geotextil NT2000, para el control y manejo de aguas en la estructura de contención.  • Se proponen drenes horizontales en la ladera ubicados en la zona inferior de la ladera y en el trasdós del muro, dichos drenes tendrán una inclinación de 10°, una longitud de 10.0 metros y un diámetro D= 4 pulgadas, separados 

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cada 4.0 metros, con el fin de garantizar el nivel de agua óptimo en el subsuelo, como parte de las obras de drenaje superficiales.  • Se recomiendan de forma complementaria en la parte baja de la ladera, dada la presencia de material poco consolidado, susceptible a movimientos en masa, la construcción de trinchos con tubos galvanizados de 3” de diámetro y 2.0m de longitud, separados 3.0m entre sí; cada tubo estará enterrado 1.0m dejando 1.0m longitud libre. Se utilizarán mallas eslabonadas calibre Nº 10 y geotextil no tejido tipo NT2000 o equivalente, para contener el suelo el cual debe ser compactado y empradizado, como se observa en la Ilustración 28.  De manera alternativa, se podrán construir trincho en madera.  Ilustración 28 Detalle de Trinchos Metálicos 
   7.3.1.1 ESCENARIO CON OBRAS - ESTATICO A continuacion se presentan los analisis de estabilidad en condicion estatica, con la implementacion del muro pantalla propuesto en la alternativa 1, para cada uno de los perfiles analizados. 

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Ilustración 29- Escenario con obras – Perfil 1- Condición Estática • FS=2.16 
 Ilustración 30 Escenario con obras – Perfil 2- Condición Estática • FS=2.12 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR 

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Ilustración 31 Escenario con obras – Perfil 3 - Condición Estática • FS=1.73 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  7.3.1.2 ESCENARIO CON OBRAS - SEUDOESTATICO De la misma forma, se muestran los analisis de estabilidad en condicion seudoestatica, con la implementacion del muro pantalla sobre caisson propuesto en la alternativa 1, para cada uno de los perfiles analizados. 

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Ilustración 32 Escenario con obras – Perfil 1- Condición Seudostática • FS=1.24 
  Ilustración 33 Escenario con obras – Perfil 2- Condición Seudostática • FS=1.07 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR 

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Ilustración 34 Escenario con obras – Perfil 3- Condición Seudostática • FS=1.20 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  La tabla a continuación presenta un resumen de los factores de seguridad obtenidos   Tabla 23 Resumen Factores de Seguridad – Escenario con obras – Alternativa 1  PERFIL CONDICIÓN FS REQUERIDO FS OBTENIDO Perfil 1 Estática 1.50 2.16 Seudoestática 1.05 1.24 Perfil 2 Estática 1.50 2.12 Seudoestática 1.05 1.07 Perfil 3 Estática 1.50 1.73 Seudoestática 1.05 1.20       

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7.3.2 ALTERNATIVA 2 Para la alternativa 2 las obras propuestas son: • Muro pantalla en concreto, con altura H=4.0m y viga cabezal, cimentado sobre caissons de diámetro d=1.20m separados cada tres diámetros entre ejes, con una longitud de 6.0m. Se recomienda así mismo, la implementación de un filtro de 40cm de espesor, con tubería de 4” perforada en su base, revestido con geotextil NT2000, para el control y manejo de aguas en la estructura de contención.  • Se proponen drenes horizontales en la ladera ubicados en la zona inferior de la ladera y en el trasdós del muro, dichos drenes tendrán una inclinación de 10°, una longitud de 10.0 metros y un diámetro D= 4 pulgadas, separados cada 4.0 metros, con el fin de garantizar el nivel de agua óptimo en el subsuelo, como parte de las obras de drenaje superficiales.  • Anclajes activos con longitud total de 30m, siendo 22.0m de longitud libre, y 8.0m de longitud de bulbo (empotrada en la roca) con una fuerza del anclaje F=30 toneladas, separados cada 4.00m. dispuestos en un ángulo de 15º respecto a la horizontal. Diámetro de bulbo: 4 “.  • Se recomiendan de forma complementaria en la parte baja de la ladera, dada la presencia de material poco consolidado, susceptible a movimientos en masa, la construcción de trinchos con tubos galvanizados de 3” de diámetro y 2.0m de longitud, separados 3.0m entre sí; cada tubo estará enterrado 1.0m dejando 1.0m longitud libre. Se utilizarán mallas eslabonadas calibre Nº 10 y geotextil no tejido tipo NT2000 o equivalente, para contener el suelo el cual debe ser compactado y empradizado. De manera alternativa, se podrán construir trincho en madera. 7.3.2.1 ESCENARIO CON OBRAS - ESTATICO A continuacion se presentan los analisis de estabilidad en condicion estatica, con la implementacion del muro pantalla y los anclajes activos propuestos en la alternativa 2, para cada uno de los perfiles analizados.  
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Ilustración 35 Escenario con obras – Alternativa 2 Perfil 1- Condición Estática • FS=2.17 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Ilustración 36 Escenario con obras – Alternativa 2 Perfil 2- Condición Estática • FS=2.11 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  

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Ilustración 37 Escenario con obras – Alternativa 2 Perfil 3- Condición Estática • FS=1.73 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  7.3.2.2 ESCENARIO CON OBRAS - SEUDOESTATICO De la misma forma, se muestran los analisis de estabilidad en condicion seudoestatica, con la implementacion del muro con cimientación profunda y los anclajes activos propuestos en la alternativa 2,para cada uno de los perfiles analizados. 

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Ilustración 38 Escenario con obras – Alternativa 2 Perfil 1- Condición Seudostática • FS=1.26 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR Ilustración 39 Escenario con obras – Alternativa 2 Perfil 2- Condición Seudostática • FS=1.24 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR 

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Ilustración 40 Escenario con obras – Alternativa 2 Perfil 3- Condición Seudostática • FS=1.20 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  La tabla a continuación presenta un resumen de los factores de seguridad obtenidos   Tabla 24 Resumen Factores de Seguridad – Escenario con obras – Alternativa 2  PERFIL CONDICIÓN FS REQUERIDO FS OBTENIDO Perfil 1 Estática 1.50 2.17 Seudoestática 1.05 1.26 Perfil 2 Estática 1.50 2.11 Seudoestática 1.05 1.24 Perfil 3 Estática 1.50 1.73 Seudoestática 1.05 1.20  FUENTE: EQUIPO CONSULTOR     

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 ASPECTOS ESPECÍFICOS DE DISEÑO DE LAS ALTERNATIVAS PROPUESTAS 7.4.1 LONGITUD DE EMPOTRAMIENTO CAISSON – ALTERNATIVA 1 A continuación, se presenta el procedimiento de cálculo adoptado para la definición de la longitud de empotramiento en la roca de los caissons propuestos:  
 1) DATO S  DE DIS EÑ O  :DIS E ÑO PANTALLA DE  CONTE NCION E N CONCRE TO2) E S PE CIFICACIONE S  DE  DIS E ÑO : ►NOR MA DE  DI S E ÑO :Tí tulo H,  NS R-10►CARGAS  :-S OBRE CARGA (q):20,0KN/m²*-E MPUJ E  ACTIVO E S TATICO:TE ORIA DE  RANKINE* S obre carga uniforme equivalente a 0,60m de suelo, asociada al tráfico de vehículos►CONCRE TOS  :-f'c :21000Kpa-Peso  U nit ar io :24KN/m³      ►DATOS  DE L S UE LO :-Peso  U nit ar io  Rel l eno18KN/m³-Resistencia a la compresión simple. Roca Ciment.5200KN/m2-RQD Roca de Cimentación13%►ZONA DE  AME NAZA S IS MICA-Aa :0,22g3) GEO METRÍA DE AN ÁLIS ISh: Altura de muro=4,0mL: Longitud de Pila=5,0msin empot ramient ot:  E mpotra mie ntoNú me ro d e  p i la s=11UnLongitud de muro =40mRellenoSellecionado
Rocaqh
tL
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     ÞEm puj e So br e el  M ur oConsiderando un empuje de tierras activos los cálculos son los siguientes:ÞPr esio n A ct iv a de T ier r a :ÞPr esio n so br e car ga inst it ució nPa :1/2 g Ka (h2)Pv  =q.ka.hq =20,0KN/m²Ka :cos a cos a -    cos2 a - cos2 fPv  =23,6KN/mcos a +    cos2 a - cos2 fzv =8,8m, punto de aplicacióna :0,0º0,00ra dcon respect o a la basef :33º0,58ra dde las pilas.g :18KN/m³h4,00mKa =0,29Pa =42,5KN/mza =8,1m, punto de aplicacióncon respect o a la baseÞEm puj e So br e Pil as de A po yo  (Lo r ent e de N o  -1979 e It o  y M at suo  -1977)  de las pilas.a:Sep ar aci ó n  cen t r o  a cen t r o  en t r e p i l as=3,6ma':Sep ar aci ó n  l i b r e en t r e p i l as=2,4mb:Diá metro de la  pila=1,2m÷÷øöççèæ-÷øöçèæ÷÷øöççèæ-+++-=÷øöçèæ++'.'.111cos11.2481cos.'222aeaaasensensenzPptgsensenabsenfpffffffffg
ÞReacción estabilizante en la roca (Reese - 1997)Pu: Car ga úl t im a de r eacció npara 0 ≤ Zr ≤ 3Dαr : F a c tor d e  a jus te  f (R QD)D: Diá metro de la  pilapara  Zr ≥ 3Dzr: Profundidad bajo la rocaPadm =Pu; Padm: Capacidad admisiblesci: Resist encia a la compresiónFS       simple de la rocaFS =3,0Pr o piedades de l a r o casci=5200KN/m2ar=0,42RQ D=13%÷øöçèæ+=DzDPurcir4.11saDPucirsa2.5=
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 La longitud de empotramiento adoptada en la roca es de 3.0m (Alternativa 1 – Muro Pantalla sin anclajes).       zr (m)D (m)Pu (K N )0,31,2823,090,51,2973,120,71,21123,20,91,21273,21,11,21423,21,41,21573,21,61,21723,31,81,2Capacidad por piloteCarga por ml de muroNú me ro d e  p i la s=11,1Longitud de muro (m) =40,0Padm =825,2KN/m336940454720539660726747742380995245742971274324374424474Pu (K N /m )Padm  (K N )
Punto de aplicación de la carga con respecto a la base de la pilaZPadm =0,67mÞDefinición de la  profundida d de empotra mientoSe d eb e cu m p l i r  eq u i l i b r i o  d e m o m en t o s co n  r esp ect o  a l a b ase d e l as p i l as.∑M =0,0ok       Longitud de empotramiento = 1,5 t =2,7m       Longitud de empotramiento adoptada =3,0m0....=-++=åadmadmzPzpPpzvPvzaPaM
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7.4.2 LONGITUD DE EMPOTRAMIENTO CAISSON – ALTERNATIVA 2 A continuación, se presenta el procedimiento de cálculo adoptado para la definición de la longitud de empotramiento en la roca de los caissons propuestos: 
 1) DATO S  DE DIS EÑ O  :DIS E ÑO PANTALLA DE  CONTE NCION E N CONCRE TO2) E S PE CIFICACIONE S  DE  DIS E ÑO : ►CARGAS  :-S OBRE CARGA (q):20,0KN/m²*-E MPUJ E  ACTIVO E S TATICO:TE ORIA DE  RANKINE* S obre carga uniforme equivalente a 0,60m de suelo, asociada al tráfico de vehículos►CONCRE TOS  :-f'c :21000Kpa-Peso  U nit ar io :24KN/m³      ►DATOS  DE L S UE LO :-Peso  U nit ar io  Rel l eno18KN/m³-Resistencia a la compresión simple. Roca Ciment.5200KN/m2-RQD Roca de Cimentación13%►ZONA DE  AME NAZA S IS MICA-Aa :0,22g3) GEO METRÍA DE AN ÁLIS ISh: Altura de muro=4,0mL: Longitud de Pila=5,0msin empot ramient ot:  E mpotra mie ntoNú me ro d e  p i la s=11UnLongitud de muro =40mRellenoSellecionado
Rocaqh
tL
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 ÞEm puj e So br e el  M ur oConsiderando un empuje de tierras activos los cálculos son los siguientes:ÞPr esio n A ct iv a de T ier r a :ÞPr esio n so br e car ga inst it ució nPa :1/2 g Ka (h2)Pv  =q.ka.hq =20,0KN/m²Ka :cos a cos a -    cos2 a - cos2 fPv  =23,6KN/mcos a +    cos2 a - cos2 fzv =7,3m, punto de aplicacióna :0,0º0,00ra dcon respect o a la basef :33º0,58ra dde las pilas.g :18KN/m³h4,00mKa =0,29Pa =42,5KN/mza =6,6m, punto de aplicacióncon respect o a la baseÞEm puj e So br e Pil as de A po yo  (Lo r ent e de N o  -1979 e It o  y M at suo  -1977)  de las pilas.a:Sep ar aci ó n  cen t r o  a cen t r o  en t r e p i l as=3,6ma':Sep ar aci ó n  l i b r e en t r e p i l as=2,4mb:Diá metro de la  pila=1,2m÷÷øöççèæ-÷øöçèæ÷÷øöççèæ-+++-=÷øöçèæ++'.'.111cos11.2481cos.'222aeaaasensensenzPptgsensenabsenfpffffffffg
ÞReacción estabilizante en la roca (Reese - 1997)Pu: Car ga úl t im a de r eacció npara 0 ≤ Zr ≤ 3Dαr : F a c tor d e  a jus te  f (R QD)D: Diá metro de la  pilapara  Zr ≥ 3Dzr: Profundidad bajo la rocaPadm =Pu; Padm: Capacidad admisiblesci: Resist encia a la compresiónFS       simple de la rocaFS =3,0Pr o piedades de l a r o casci=5200KN/m2ar=0,42RQ D=13%zr (m)D (m)Pu (K N )0,31,26,026010,31,26,035730,31,26,045450,31,26,055170,31,26,064890,31,26,07460,31,26,084320,31,2Capacidad por piloteCarga por ml de muroNú me ro d e  p i la s=11Longitud de muro (m) =40,0Padm =3,9KN/m33693375338033853391339634023407221422222Pu (K N /m )Padm  (K N )÷øöçèæ+=DzDPurcir4.11saDPucirsa2.5=
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  La longitud de empotramiento adoptada en la roca es de 1.0m. Por otro lado, la fuerza del anclaje adoptada será de 300kN (30 tn). (Alternativa 2 – Muro Pantalla con anclajes).     ÞReacción estabilizante en la roca (Reese - 1997)Pu: Car ga úl t im a de r eacció npara 0 ≤ Zr ≤ 3Dαr : F a c tor d e  a jus te  f (R QD)D: Diá metro de la  pilapara  Zr ≥ 3Dzr: Profundidad bajo la rocaPadm =Pu; Padm: Capacidad admisiblesci: Resist encia a la compresiónFS       simple de la rocaFS =3,0Pr o piedades de l a r o casci=5200KN/m2ar=0,42RQ D=13%zr (m)D (m)Pu (K N )0,31,26,026010,31,26,035730,31,26,045450,31,26,055170,31,26,064890,31,26,07460,31,26,084320,31,2Capacidad por piloteCarga por ml de muroNú me ro d e  p i la s=11Longitud de muro (m) =40,0Padm =3,9KN/m33693375338033853391339634023407221422222Pu (K N /m )Padm  (K N )
ÞDefinición de la  F uerza  sobre el a ncla je y profundida d de empotra mientoSe d eb e cu m p l i r  eq u i l i b r i o  d e m o m en t o s co n  r esp ect o  a l a b ase d e l as p i l as.Fh: Componente horizontal de la Fuerza del anclaje por metroFh =F.co s (a); F: Fuerza del anclaje; a : ángulo que forma el anclaje con la horizontal.zF =Dista ncia  del a ncla je a  la  ba se de la  pa nta llaF =64KN/ma =15ºFh =62KN/mzF =7,3m(Altura media de la pantalla)∑M =-0,5okSe d eb e p r esen t ar  co r t an t e n u l o  en  l a b ase d e l a p an t al l a∑Fuerzas =0,0ok       Longitud de empotramiento = 1,5 t =0,4m       Longitud de empotramiento adoptada =1mm       Fuerza de anclaje =258KNSep ar aci ó n  d e an cl aj es =4m0.....=--++=åFadmadmzFhzPzpPpzvPvzaPaM
0.=--++=åFhPPpPvPaFuerzasadm
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7.4.3 LONGITUD DE BULBO DE ANCLAJES PROPUESTOS– ALTERNATIVA 2 A continuación, se presenta el procedimiento de cálculo adoptado para la definición de las dimensiones de los anclajes activos propuestos en la alternativa 2. (Diámetro de anclaje D=4”). 
 Cálculo de la longitud de anclaje
Ls =Longitud adherente (Longitud de bulbo)F =Fuer za de t r acció n a que se so met e l a ar madur a met ál ica (fuer za de ancl aj e en kN )rq, rr =Fact o r es de segur idad par cial esφp =Diá metro de perfora ciónτu =(0.1 si) = Resistencia tangencial; si: resistencia a la compresión uniaxial de la roca C1C2C3C4C5C61,41,51,51,61,821,31,31,41,41,51,5si =5200Resist encia a la compresión uniaxial (kN /m2)τu =520Resist encia t angencial (kN /m2)rq =2,0Fact o r es de segur idad par cial es rr =1,5Fact o r es de segur idad par cial esφp =0,10Diá metro de perfora ción (m)F =300Fuer za de ancl aj e (kN )Ls =6mLongitud adherente (Longitud de bulbo)LL =21mLongitud libre (mínimo la correspondiente a la profunidada de la superficie de falla)o esta relacionado con la profunidad de la roca.LT =28mLongitud total (Ls + LL + 0,5m)rrCATEGORIA DEL ANCLAJErq Tabla 1. Factores de seguridad parciales recomendados de acuerdo a la norma española para la construcción y control de anclajes al terreno.

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7.4.4 . CAPACIDAD PORTANTE EN ROCA Para los análisis desarrollados se tomaron en cuenta las consideraciones establecidas en la especificación de AASHTO, fundamentados en la filosofía LRFD, la cual se apoya en los factores de diseño de carga y resistencia, acorde con las prácticas actuales de diseño de estructuras vigentes en la mayoría de los países del mundo.   
 
 Resistencia lateral para pilotes perforados en la roca, viene dada por:(Horvath and Kenney, 1979)De donde:
(O´Neill and Rees e, 1999)Tabla 1
adoptado

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      PROYECTO:FECH A:dic- 20Hoja:3Rev.:0De:71.20 mz (m)aE qu (Mpa)*msqp (MP a)qs (MP a)fqpRp(kN )fqsRs(kN )RN (kN)0.340.000.000.00.00.00.670.000.000.00.00.01.010.000.000.00.00.01.350.000.000.00.00.01.680.000.000.00.00.02.020.000.000.00.00.02.360.000.000.00.00.02.700.000.000.00.00.03.030.000.000.00.00.03.370.000.000.00.00.03.710.000.000.00.00.04.040.000.000.00.00.04.380.000.000.00.00.04.720.000.000.00.00.05.050.000.000.00.00.05.390.000.000.00.00.05.730.000.000.00.00.06.070.000.000.00.00.06.400.000.000.00.00.06.740.000.000.00.00.07.080.000.000.00.00.07.410.000.000.00.00.07.750.000.000.00.00.08.090.000.000.00.00.08.420.000.000.00.00.08.760.000.000.00.00.09.100.000.000.00.00.09.430.000.000.00.00.09.770.555.200.352.E -040.000.260.0181.0181.010.110.555.200.352.E -040.000.260.0362.0362.010.450.555.200.352.E -040.000.260.0543.0543.010.780.555.200.352.E -040.000.260.0724.0724.011.120.555.200.352.E -040.000.260.0905.1905.111.460.555.200.352.E -040.000.260.01086.11086.111.790.555.200.352.E -040.000.260.01267.11267.112.130.555.200.352.E -040.000.260.01448.11448.112.470.555.200.352.E-040.000.260.01629.11629.112.800.555.200.352.E -040.000.260.01810.11810.113.140.555.200.352.E -040.000.260.01991.11991.113.480.555.200.352.E -040.000.260.02172.12172.113.820.555.200.352.E -040.000.260.02353.12353.114.150.555.200.352.E -040.000.260.02534.22534.214.490.555.200.352.E -040.000.260.02715.22715.214.830.555.200.352.E -040.000.260.02896.22896.215.160.555.200.352.E -040.000.260.03077.23077.215.500.555.200.352.E -040.000.260.03258.23258.21Roca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaRoca blandaSu e l oSu e l oSu e l oSu e l oRESISTEN CIA DE PILOTE EN  ROCA
Su e l oSu e l oSu e l oSu e l oSu e l oSu e l oMater ialSu e l oSu e l oSu e l oSu e l oSu e l o
Su e l oSu e l oSu e l oSu e l oSu e l oSu e l oSu e l oSu e l o
Su e l oRoca blandaCÁLCULO DE CAPACIDAD PORTAN TE - CCDSP14CAISSON S - MURO PAN TALLACHITARAQUE
*: qu: corres ponde a  la  res is tencia  a  compres ión unia xia l de la  roca , [MP a ]DIÁMETRO PILOTE :
Su e l oSu e l o
Roca blandaSu e l oSu e l o
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7.4.5 . MÓDULO DE REACCIÓN HORIZONTAL – CAISSONS Con el fin de estimar adecuadamente los esfuerzos máximos a que estarán sometidos elementos estructurales en contacto continuo con materiales térreos, tales como pavimentos, cimientos, traviesas de ferrocarril, etc, se requiere conocer la deformabilidad de la estructura térrea, ante la acción de las cargas impuestas.   El coeficiente de balasto o módulo de reacción K es un parámetro que se define como la relación entre la presión que actúa en un punto, p, y el asiento que se produce, es decir, K=P/y.  Este parámetro tiene dimensión de peso específico y, aunque depende de las propiedades del terreno, no es una constante de este, ya que también depende de las dimensiones del área que carga contra el terreno.  De acuerdo con el tipo de suelo existente, ya sea cohesivo o granular, el procedimiento para obtener los módulos de reacción horizontales varía, por lo cual se explican a continuación dichos procedimientos, teniendo en cuenta las formulaciones presentadas en (Apuntes de Coeficiente de Balasto, Ingeniero Augusto José Leoni, Universidad de La Plata); y considerando que en el proyecto en cuestión se presentan ambos tipos de suelos:  Suelos cohesivos   Para suelos cohesivos, los módulos de reacción Kh, y Kv se determinará a partir de las siguientes formulaciones:  k2=	67∗SuD	;	JTonm*M;						         
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A continuación, se presentan los resultados obtenidos:   MÓDULO DE REACCIÓN CAISSONS  DIÁMETRO DEL PILOTE 1.2 m CHITARAQUE L Pilote z Su kh kh grupo kh grupo + dinámico (m) (m) tn /m2 tn /m3 tn /m3 tn /m3 1.0 2.4 7.1 396 99 30 1.2 2.6 7.1 396 99 30 1.4 2.8 7.1 396 99 30 1.6 3.0 7.1 396 99 30 1.8 3.2 13.1 731 183 55 2.0 3.4 13.1 731 183 55 2.2 3.6 13.1 731 183 55 2.4 3.8 13.1 731 183 55 2.6 4.0 13.1 731 183 55 2.8 4.2 13.1 731 183 55 3.0 4.4 13.1 731 183 55 3.2 4.6 13.1 731 183 55 3.4 4.8 13.1 731 183 55 3.6 5.0 13.1 731 183 55 3.8 5.2 13.1 731 183 55 4.0 5.4 13.1 731 183 55 4.2 5.6 13.1 731 183 55 4.4 5.8 13.1 731 183 55 4.6 6.0 13.1 731 183 55 4.8 6.2 13.1 731 183 55 5.0 6.4 13.1 731 183 55         
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 TALUDES TEMPORALES  En el siguiente capítulo se presenta el análisis de estabilidad para taludes temporales, este análisis se realizó para la condición más crítica, teniendo en cuenta la implantación del muro de contención, proyectando un aislamiento de 1.0m del colegio. Se presenta a continuación los factores de seguridad mínimos requeridos para este escenario, seguido de los resultados de los análisis de estabilidad, los cuales son presentados en el Anexo 6 – Análisis de Estabilidad.  Tabla 25. Factor de seguridad mínimo en construcción (Taludes Temporales) Condición Factor de seguridad mínimo en Construcción (taludes temporales) Taludes – Condición estática y agua subterránea normal 1.25 Taludes – condición seudo – estática con agua subterránea normal y 50% del coeficiente sísmico de diseño 1.00 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Teniendo en cuenta la proximidad de las estructuras de contención con el edificio existente, que imposibilita contar con taludes temporales cuya geometría permita garantizar los factores de seguridad requeridos, se plantea la inclusión de entibados metálicos que ofrezcan el soporte lateral requerido.  De esta forma, los entibados se deberán diseñar a nivel estructural, para las solicitaciones requeridas, cuya magnitud se determina, incluyendo en la modelación de estabilidad, anclajes pasivos, cuya carga está asociada a los factores de seguridad requeridos.  El terreno se debe perfilar con una inclinación 1.0(H):3.0(V).  Para establecer la presión lateral de tierra que debe soportar el entibado y considerando que en la zona de estudio se tiene la presencia de arcillas, se consideran los diagramas de presiones de tierra aparentes, definidos por Peck (1969). En principio se diseñan realizando diagramas de presión aparente que son envolventes de los diagramas de presión dependiendo el tipo de suelo, como se presenta en la siguiente ilustración:  
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   𝛾𝐻𝑐≤4 Donde,  c = cohesión no drenada (f = 0) H = Altura del corte g = Peso específico de la arcilla   Ilustración 41. Envolvente de presión aparente para cortes en arcilla firme de Peck (1969) 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Para determinar la resistencia al corte no drenado (Cu), se hicieron los cálculos de acuerdo con la metodología propuesta por Sowers (Sowers, G. F. (1979). Introductory Soil Mechanics and Foundations, 4th edition. Macmillan,New York.), la cual se encuentra en función del número de golpes por pie del ensayo SPT (para energía del 60%) y el índice de plasticidad, para los materiales que serán intervenidos en la excavación, que corresponden a la Arcilla CL y la Arcilla gris, para los cuales se tomó un valor promedio de NSPT y del índice de plasticidad. Se tienen entonces los siguientes resultados.   

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  Tabla 26. Resistencia no drenada en función del NSPT Plasticidad del Suelo Resistencia no drenada (Su en kPa) Baja (IP < 20) 3.75 N60 Media (20 ≤ IP ≤ 30) 7.5 N60 Alta (IP > 30) 12.5 N60 FUENTE: SOWERS, G. F. (1979). INTRODUCTORY SOIL MECHANICS AND FOUNDATIONS, 4TH EDITION. MACMILLAN,NEW YORK.    Tabla 27. Resistencia al corte no drenado Su - Calculado MATERIAL NSPT PROMEDIO (golpes/pie) N60 SPT PROMEDIO (golpes/pie) INDICE DE PLASTICIDAD (%) Su CALCULADO (kPa) Arcilla CL 13 10 24 38 Arcilla gris 25 19 29 71 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Los análisis se realizaron para los 3 perfiles, obteniendo los siguientes resultados:             
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  • PERFIL 1 Ilustración 42 Talud temporal izquierdo – Estático – Perfil 1 – FS=0.62 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Ilustración 43. Talud temporal izquierdo – Estático – Perfil 1 – FS=0.54 
 

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FUENTE: EQUIPO CONSULTOR Como se observa en el escenario estático se tiene un factor de seguridad FS=0.62<FS=1.25 y en el escenario seudoestático se tiene un factor de seguridad FS=0.54<FS=1.00, por lo que es necesario la implementación de entibados para garantizar los factores de seguridad mínimos en ambos escenarios. La magnitud se determina, incluyendo en la modelación de estabilidad, anclajes pasivos, cuya carga está asociada a los factores de seguridad requeridos, este análisis se realiza para el escenario seudoestático siendo el más crítico.  Ilustración 44. Talud temporal izquierdo con anclaje 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Para estimar el valor de la fuerza necesaria para cumplir con los factores de seguridad mínimos, se realiza un análisis de sensibilidad variando el factor de seguridad y la fuerza en kN/m. Los resultados se presentan a continuación. 

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Ilustración 45. Variación factor de seguridad y fuerza entibado 
  De acuerdo con los resultados es necesaria una fuerza de 71 kN/m, que calculada como un esfuerzo distribuido para una envolvente trapezoidal correspondiente a arcillas firmes, se tiene:  𝑃=	𝐹0.375𝐻  Donde,   P= presión de la envolvente (kN/m2) F= fuerza de entibado (kN/m) H= altura del talud (m)  Por lo cual se tiene:  𝑃=	710.375∗4.5=𝟒𝟐.𝟎𝟕	𝒌𝑵/𝒎𝟐       

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• PERFIL 2  Ilustración 46 Talud temporal izquierdo – Estático – Perfil 2 – FS=0.58 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Ilustración 47. Talud temporal izquierdo – Estático – Perfil 2 – FS=0.50 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR 

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Como se observa en el escenario estático se tiene un factor de seguridad FS=0.58<FS=1.25 y en el escenario seudoestático se tiene un factor de seguridad FS=0.50<FS=1.00, por lo que es necesario la implementación de entibados para garantizar los factores de seguridad mínimos en ambos escenarios. La magnitud se determina, incluyendo en la modelación de estabilidad, anclajes pasivos, cuya carga está asociada a los factores de seguridad requeridos, este análisis se realiza para el escenario seudoestático siendo el más crítico.  Ilustración 48. Talud temporal izquierdo con anclaje 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Para estimar el valor de la fuerza necesaria para cumplir con los factores de seguridad mínimos, se realiza un análisis de sensibilidad variando el factor de seguridad y la fuerza en kN/m. Los resultados se presentan a continuación. 

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Ilustración 49. Variación factor de seguridad y fuerza entibado 
  De acuerdo con los resultados es necesaria una fuerza de 89 kN/m, que calculada como un esfuerzo distribuido para una envolvente trapezoidal correspondiente a arcillas firmes, se tiene:  𝑃=	𝐹0.375𝐻  Donde,   P= presión de la envolvente (kN/m2) F= fuerza de entibado (kN/m) H= altura del talud (m)  Por lo cual se tiene:  𝑃=	890.375∗4.6=𝟓𝟏.𝟓𝟗	𝒌𝑵/𝒎𝟐     

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• PERFIL 3 Ilustración 50 Talud temporal izquierdo – Estático – Perfil 3 – FS=0.87 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Ilustración 51. Talud temporal izquierdo – Estático – Perfil 3 – FS=0.75 
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Como se observa en el escenario estático se tiene un factor de seguridad FS=0.87<FS=1.25 y en el escenario seudoestático se tiene un factor de seguridad FS=0.75<FS=1.00, por lo que es necesario la implementación de entibados para garantizar los factores de seguridad mínimos en ambos escenarios. La magnitud se determina, incluyendo en la modelación de estabilidad, anclajes pasivos, cuya carga está asociada a los factores de seguridad requeridos, este análisis se realiza para el escenario seudoestático siendo el más crítico.  Ilustración 52. Talud temporal izquierdo con anclaje 
 FUENTE: EQUIPO CONSULTOR  Para estimar el valor de la fuerza necesaria para cumplir con los factores de seguridad mínimos, se realiza un análisis de sensibilidad variando el factor de seguridad y la fuerza en kN/m. Los resultados se presentan a continuación. 

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Ilustración 53. Variación factor de seguridad y fuerza entibado 
  De acuerdo con los resultados es necesaria una fuerza de 33 kN/m, que calculada como un esfuerzo distribuido para una envolvente trapezoidal correspondiente a arcillas firmes, se tiene:  𝑃=	𝐹0.375𝐻  Donde,   P= presión de la envolvente (kN/m2) F= fuerza de entibado (kN/m) H= altura del talud (m)  Por lo cual se tiene:  𝑃=	330.375∗2.6=𝟑𝟑.𝟖𝟓	𝒌𝑵/𝒎𝟐    

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8 CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES En la zona de estudio, específicamente, en el costado sur-oriental de la construcción de la Institución Educativa San Pedro Claver, se han presentado procesos de inestabilidad identificados como procesos erosivos y deslizamientos rotacionales en forma escalonada que han generado escarpes, comprometiendo la estabilidad de parte de la institución educativa.  
  De acuerdo con la evaluación geológica, la unidad aflorante en el área corresponde a La Formación Paja (Kimp), compuesta por lutitas negras y shales negros, finamente laminadas, bastante consolidadas y compactas en roca sana, con rumbo N40E y buzamientos de 10º hacia el NW, descansa concordantemente sobre la Formación Paja (Kimpa), Miembro arenoso e infrayace la Formación San Gil.  

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El municipio de Chitaraque se ubica sobre terrenos de edad cretácica y cuaternaria. Los terrenos de edad cretácica están conformados por rocas sedimentarias sanas, de moderada alta dureza, constituidas mayormente por lutitas y sales negras finamente laminadas.  Ahora bien, los principales factores de activación de procesos de remoción en masa están relacionados con la geomorfología de la zona, las condiciones del terreno, y los procesos físicos que comprenden lluvias intensas. De acuerdo con el informe de geología, se evidenció el movimiento en masa tipo deslizamiento rotacional en el límite occidental del colegio con la quebrada Santa Helena, margen izquierda al inicio de la carrera cuarta.   Se presenta un escarpe superior del plano de falla dando evidencia de que el movimiento superior tuvo un desplazamiento vertical con respecto a la horizontal de 4-5 metros, generando a su vez grietas longitudinales paralelas cerca de la base de la columna, que hace parte de la estructura del colegio.  Por tales motivos, mediante la alternativa seleccionada se pretende dar un mejor manejo a las aguas subterráneas y superficiales; garantizar la estabilidad al deslizamiento, controlar la erosión superficial y brindar mayor seguridad a las construcciones adyacentes.  En cuanto a la exploración del subsuelo se ejecutaron dos campañas geotécnicas, una realizada en el año 2019 y otra realizada en el año 2020; las cuales consistieron en perforaciones mediante el sistema de percusión con ensayo de penetración estándar (SPT). De esta forma se recuperaron las muestras que posteriormente fueron llevadas a ensayos de laboratorio, una vez allí se realiza la respectiva descripción visual, y ensayos de clasificación de suelos.  Los parámetros de los materiales identificados en campo se obtuvieron del análisis de ensayos realizados en campo y en laboratorio, en muestras de suelo y roca extraídas; los cuales fueron empleados en la formulación del modelo geológico – geotécnico. A continuación, se presenta el Modelo Geológico geotécnico, asociado con el perfil 1 de análisis:  
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  Las alternativas de estabilización propuestas, las cuales permiten cumplir con los factores de seguridad requeridos por la normatividad nacional, corresponden con (Anexo se incluye plano esquemático):   ALTERNATIVA 1.  • Muro pantalla en concreto, con altura H=4.0m y viga cabezal, cimentado sobre caissons de diámetro d=1.20m, separados cada tres diámetros entre ejes, con una longitud de 8.0m. Se recomienda así mismo, la implementación de un filtro de 40cm de espesor, con tubería de 4” perforada en su base, revestido con geotextil NT2000, para el control y manejo de aguas en la estructura de contención.  • Se proponen drenes horizontales en la ladera ubicados en la zona inferior de la ladera y en el trasdós del muro, dichos drenes tendrán una inclinación de 10°, una longitud de 10.0 metros y un diámetro D= 4 pulgadas, separados cada 4.0 metros, con el fin de garantizar el nivel de agua óptimo en el subsuelo, como parte de las obras de drenaje superficiales. 
 

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ALTERNATIVA 2.  • Muro pantalla en concreto, con altura H=4.0m y viga cabezal, cimentado sobre caissons de diámetro d=1.20m separados cada tres diámetros entre ejes, con una longitud de 6.0m. Se recomienda así mismo, la implementación de un filtro de 40cm de espesor, con tubería de 4” perforada en su base, revestido con geotextil NT2000, para el control y manejo de aguas en la estructura de contención.  • Se proponen drenes horizontales en la ladera ubicados en la zona inferior de la ladera y en el trasdós del muro, dichos drenes tendrán una inclinación de 10°, una longitud de 10.0 metros y un diámetro D= 4 pulgadas, separados cada 4.0 metros, con el fin de garantizar el nivel de agua óptimo en el subsuelo, como parte de las obras de drenaje superficiales.  • Anclajes activos con longitud total de 30m, siendo 22.0m de longitud libre, y 8.0m de longitud de bulbo (empotrada en la roca) con una fuerza del anclaje F=30 toneladas, separados cada 4.00m. dispuestos en un ángulo de 15º respecto a la horizontal. Diámetro de bulbo: 4 “.  
 

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 RECOMENDACIONES • De manera complementaria, se recomienda en la parte baja de la ladera, dada la presencia de material poco consolidado, susceptible a movimientos en masa, la construcción de trinchos con tubos galvanizados de 3” de diámetro y 2.0m de longitud, separados 3.0m entre sí; cada tubo estará enterrado 1.0m dejando 1.0m longitud libre. Se utilizarán mallas eslabonadas calibre Nº 10 y geotextil no tejido tipo NT2000 o equivalente, para contener el suelo el cual debe ser compactado y empradizado. De manera alternativa, se podrán construir trincho en madera. 
    
 

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• Las alternativas propuestas en cuanto a geometría de los caissons hacen referencia a longitudes mínimas obtenidas, por lo cual deberá verificar si se requiere una mayor longitud de empotramiento de estos elementos, de acuerdo con la capacidad de soporte de la roca.  Para el diseño estructural se recomienda considera empujes activos bajo un coeficiente de presión de tierras ka=0.33, con un peso unitario de 19kN/m3. Se recomienda verificar las longitudes de empotramiento de los caisson con el diagrama de momento de la pantalla con caisson, de tal manera que este empotramiento se localice por debajo del punto donde el momento es cero (0).  • De adoptar la alternativa 2, la cual incluye el uso de anclajes en el muro pantalla, se recomienda realizar pruebas de carga de estos elementos con el fin de revisar si la longitud de bulbo propuesta es suficiente de acuerdo con la resistencia requerida en los anclajes.   • El muro de concreto debe contener un sistema de drenaje detrás de su pared vertical y lloraderos para el control y manejo del agua subsuperficial sobre esta estructura. Para evitar fisuras o grietas en el muro, generalmente relacionadas con cambio de temperatura, debe considerarse la construcción de juntas estructurales.  • De acuerdo con lo análisis de taludes temporales se recomiendo el uso de entibados, teniendo en cuenta la edificación adyacente al talud existente y a la zona de intervención para la construcción del muro pantalla. Las fuerzas necesarias para cumplir con los factores de seguridad requeridos por Norma se presentan en la sección 7.5 del presente informe. A continuación, a manera de esquema se incluye el sistema de entibado recomendado:  
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9 LIMITACIONES Las recomendaciones dadas en este informe se basan en los resultados de los trabajos de investigación del subsuelo y estudios geológicos realizados a la zona de estudio, buscando definir las obras y/o medidas de estabilización a implementar en inmediaciones de la institución educativa, pudiéndose presentar condiciones no previstas de carácter semiregional o regional que influyan en la estabilidad de la zona, estando por fuera del alcance del presente estudio, por lo que se requerirán estudios complementarios que determinen dicha posibilidad, así como las medidas u obras complementarias a implementar.   Si durante la ejecución de trabajos en la implementación de las intervenciones propuestas se llegan a encontrar características diferentes a las mencionadas en el presente informe, se deberá dar aviso al ingeniero geotecnista para que haga los ajustes del caso.    
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10 BIBLIOGRAFÍA Bowles, E. (1988). Foundation Analysis and Design - 4rd. Ed. - 1004 pp. McGraw-Hill Book Co. Carter, M., & Bentley, S. (1991). Correlations of Soil Properties. London: Pentech Press. Geosistemas PAVCO. (2018). Manual de Sistemas de Subdrenaje. González, Á. (1999). Estimativos de Parámetros Efectivos de Resistencia con el SPT. X JORNADAS GEOTÉCNICAS DE LA INGENIERÍA COLOMBIANA - SCI - SCG, (págs. 1-12). González, Á. (5 - 7 de Octubre de 2016). Resistencia no Drenada y Comportamiento a Corto vs Largo Plazo Como Malinterpretaciones en Ingeniería Geotécnica. Undrained Strength and Short Term vs Long Term Behavior as Misinterpretations in Geotechnical Engineering. CARTAGENA, Colombia: XV CONGRESO COLOMBIANO DE GEOTECNIA & II CONFERENCIA INTERNACIONAL ESPECIALIZADA EN ROCAS BLANDAS. Maza Álvarez, J. A. (1968). Socavación en Cauces Naturales. México: Instituto de Ingeniería, Universidad Autónoma de México. Maza Álvarez, J. A., & García Flores, M. (1989). Manual de Ingeniería de Ríos (Vols. Capítulo 12, Estabilidad de Cauces). (S. d. Hidráulicos, Ed.) México. Melville, B., & Coleman, S. (2000). Bridge Scour. New Zeland: Water Sources Publications. Ozdemir, S. S. (2011). A Refined Formula for the Allowable Soil Pressure Using Shear Wave Velocities. The Open Civil Engineering Journal, 1-8. Suárez, J. (2009). Deslizamientos - Técnicas de remediación (Vol. 2). Bucaramanga, Colombia: Jaime Suárez. Suarez, J. (2009). Deslizamientos 2 - Técnicas de Remediación. Bucaramanga: Ediciones Universidad Industrial de Santander.  
