Estudio suelos nueva sede EDU

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Medellín – Colombia
INFORME FINAL
COMPLEMENTO Y AJUSTE AL ESTUDIO DE
SUELOS PARA LA NUEVA SEDE DE LA EMPRESA
DE DESARROLLO URBANO, Y
ACOMPAÑAMIENTO Y ASESORIA EN LA ETAPA
DE EJECUCIÓN DE OBRA, EN EL MUNICIPIO DE
MEDELLÍN.
DEACIVIL S.A.S
MEDELLÍN, JUNIO DE 2015
Elaborado por:
Visto Bueno del
Coordinador de
proyecto
Revisado por: Fecha de revisión:
Custodia documento
original:
Nombre:
Melissa Parra Obando
Nombre:
Daniel Eduardo Arias
Nombre:
Andrés Vanegas
16/06/2015
Oficinas de
DEACIVIL SAS.
Firma: Firma: Firma:

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DEACIVIL S.AS.
ÍNDICE DE MODIFICACIONES
Índice de Revisión Fecha de Modificación Observaciones
Melissa Parra 22/05/2015 Informe de avance
Daniel Arias 28/05/2015 Revisión final
Daniel Arias, Melissa Parra 12/06/2015 Impermeabilización y Nailing
REVISIÓN Y APROBACIÓN
Orden de Compra de Bienes
y Servicios No.:
36 de 2015
Fecha: 16/06/2015
Documento No.:
Control Interno
Especialista Melissa Parra
Vo. Bo. Director de
Consultoría
Daniel Eduardo Arias
Interventoría
Director de Interventoría
Especialista Interventoría
R18010-2

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1. TABLA DE CONTENIDO
1 INTRODUCCIÓN........................................................................................................ 1
2.1 Antecedentes .......................................................................................................... 1
2.2 Metodología ............................................................................................................ 2
3 DESCRIPCIÓN DEL PROYECTO .............................................................................. 3
4 MARCO GEOLÓGICO................................................................................................ 6
4.1 Depósitos aluviales ................................................................................................. 6
4.2 Depósitos aluviotorrenciales.................................................................................... 6
4.3 Depósitos de vertiente (Qv)..................................................................................... 6
4.4 Depósitos antropicos (Qll) ....................................................................................... 6
5 INVESTIGACIÓN DE CAMPO.................................................................................... 7
6 TRABAJO DE LABORATORIO................................................................................. 19
7 PERFIL GEOTÉCNICO Y CARACTERIZACIÓN SÍSMICA....................................... 21
7.1 Perfil geotécnico.................................................................................................... 21
7.2 Caracterización sísmica ........................................................................................ 22
8 CONCEPTUALIZACIÓN GEOTECNICA .................................................................. 28
8.1 Tipologia de estructura y cargas de servicio.......................................................... 28
8.2 Sistema de fundación............................................................................................ 29
8.2.1 Compensación de cargas .................................................................................. 30
8.3 Capacidad de soporte. .......................................................................................... 33
8.4 Asentamientos ...................................................................................................... 34
8.5 Empujes de suelos................................................................................................ 36
8.5.1 Empuje de tierra para condiciones estaticas...................................................... 36
8.5.2 Empujes ocasionados por sobrecarga............................................................... 39
8.5.3 Empuje del agua en condiciones hidrostáticas .................................................. 40
8.5.4 Empuje de tierra para condiciones sísmicas...................................................... 40
8.6 Modulo de reacción del suelo................................................................................ 42
8.7 Diseño del sistema de excavación para sótanos................................................... 43

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8.7.1 Alternativas de excavacion y sistemas de sostenimientos ................................. 43
8.7.2 Selección de alternativas................................................................................... 43
8.7.3 Sistema de excavaciones vertical...................................................................... 45
8.7.4 Diseño del sistema de sostenimiento................................................................. 47
8.8 RECOMENDACIONES DEL MANEJO DEL AGUA SUBTERRÁNEA DURANTE EL
PROCESO DE CONSTRUCCIÓN................................................................................... 49
8.8.1 Sub presión ....................................................................................................... 49
8.8.2 Drenaje.............................................................................................................. 49
8.8.3 Estanqueidad..................................................................................................... 50
9 RECOMENDACIONES DE CONSTRUCCIÓN ......................................................... 53
9.1 Generales ............................................................................................................. 53
9.2 Particulares........................................................................................................... 54
10 ESPECIFICACIONES TÉCNICAS DE CONSTRUCCIÓN..................................... 55
10.1 Soil nailing............................................................................................................. 55
10.2 Geomembrana ...................................................................................................... 55
10.3 Geodrén planar ..................................................................................................... 57
10.4 Geotextil T 2400 o similar...................................................................................... 58
10.5 Concretos de baja permeabilidad.......................................................................... 58
10.6 Geocompuestos bentoníticos................................................................................ 59
11 CANTIDADES DE OBRA PARA SISTEMA DE EXCAVACIÓN ............................. 61
12 CONCLUSIONES ................................................................................................. 62
13 REFERENCIAS BIBLIOGRÁFICAS ...................................................................... 66

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LISTA DE FIGURAS
Figura 1. Localización de la zona de estudio. .................................................................... 3
Figura 2. Fachada de la estructura .................................................................................... 4
Figura 3. Proyección del edificio nueva sede EDU............................................................. 5
Figura 4. Ubicación de la exploración de campo................................................................ 7
Figura 5. Perforación 01 .................................................................................................... 8
Figura 6. Perforación 02 .................................................................................................... 9
Figura 7. Perforación 03 .................................................................................................. 10
Figura 8. Perforación 04 .................................................................................................. 11
Figura 9. Perforación 05. Hoja: 1 de 2 ............................................................................. 12
Figura 10. Perforación 05. Hoja: 2 de 2............................................................................ 13
Figura 13. Registro fotográfico, LS-01 ............................................................................. 16
Figura 14. Registro fotográfico, LS-02 ............................................................................. 16
Figura 15. Perfil de velocidad de onda (VS) contra profundidad-LS-01............................. 17
Figura 16. Perfil de velocidad de onda (VS) contra profundidad-LS-02............................. 18
Figura 17. Mapa de valores de Aa y Av ........................................................................... 22
Figura 18. Zona de amenaza sísmica en función de Aa y Av........................................... 24
Figura 19. Coeficientes de amplificación Fa del suelo para la zona de períodos cortos de
espectro........................................................................................................................... 25
Figura 20. Coeficientes de amplificación Fv del suelo para la zona de períodos intermedios
de espectro...................................................................................................................... 25
Figura 21. Espectro de diseño para la zona de estudio................................................... 27
Figura 22. Distribución en planta de los ejes de carga, suministrada por el ingeniero
estructural........................................................................................................................ 28
Figura 23. Esquema de la planta de fundación ................................................................ 30
Figura 24. Sección típica de excavación para zona de acceso a sótanos........................ 31

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Figura 25. Sección típica de excavación para el área del edificio .................................... 32
Figura 26. Superficie de falla por capacidad de carga en suelo bajo una cimentación rígida
corrida (Geotecnia - sor.blogspot, 2012).......................................................................... 33
Figura 27. Calculo de asentamientos............................................................................... 35
Figura 28. Sección de análisis 2 ...................................................................................... 36
Figura 29. Diagrama de presiones de tierras ................................................................... 38
Figura 30. Empujes de tierras generados ........................................................................ 39
Figura 31. Empujes de tierras generados por la sobrecarga del terreno.......................... 39
Figura 32. Distribución de presiones de aguas y empuje total de aguas.......................... 40
Figura 33. Empujes de tierra dinámica ∆𝑷𝒂𝒆 actuando a 𝟎. 𝟔𝑯 desde el nivel de desplante.
........................................................................................................................................ 41
Figura 34. Esquema de excavación con cuñas................................................................ 44
Figura 35. Esquema de excavación, corte 1H:1V ............................................................ 44
Figura 36. Secciones de análisis ..................................................................................... 45
Figura 37. Modelo de estabilidad corte vertical 7.4m sin sostenimiento ........................... 46
Figura 38. Modelo de estabilidad corte vertical 9.95m sin sostenimiento ......................... 47
Figura 39. Modelo de estabilidad seudo estático corte vertical 7.4m con soil nailing ....... 48
Figura 40. Modelo de estabilidad seudo estático corte vertical 9.95m con soil nailing...... 48
Figura 41. Alternativa de impermeabilización I................................................................. 51
Figura 42. Alternativa de impermeabilización II................................................................ 52
Figura 43. Especificaciones para geomembrana de polietileno HDPE............................. 56
Figura 44. Especificaciones para geodrén planar ............................................................ 57
Figura 45. Especificaciones para geotextil tejido.............................................................. 58
Figura 46. Criterios de clasificación de permeabilidad para un concreto.......................... 59
Figura 47. Especificaciones para geocompuestos bentoníticos ....................................... 60

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LISTA DE TABLAS
Tabla 1. Caracterización sísmica de suelos, según NEHRP (1993)................................. 17
Tabla 2. Resumen de resultados de ensayos de laboratorio............................................ 20
Tabla 3. Propiedades mecánicas del perfil estratigráfico, obtenidas de ensayos de
laboratorio........................................................................................................................ 21
Tabla 4. Valores de Aa y de Av para las ciudades capitales de departamento. Tomado de
Tabla A.2.3-2, NSR 10..................................................................................................... 23
Tabla 5. Tabla de resumen de parámetros ...................................................................... 26
Tabla 6. Reacciones en la base del edificio EDU............................................................. 28
Tabla 7.Propiedades de los suelos .................................................................................. 37
Tabla 8. Resumen propiedades mecánicas del perfil estratigráfico, obtenidas de ensayos
de laboratorio................................................................................................................... 63

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1 INTRODUCCIÓN
La empresa de desarrollo urbano EDU a través de la orden de compra de bienes y servicios
Nº 36 DE 2015, contrató a la firma de ingenieros de consultoría DEACIVIL S.A.S, los
trabajos que tienen como objeto el complemento y ajuste al estudio de suelos para la nueva
sede de la Empresa de Desarrollo Urbano, en adelante EDU, y acompañamiento y asesoría
en la etapa de ejecución de obra.
Este estudio consigna los elementos necesarios para elegir el sistema de fundación
adecuado para la estructura, considerando los cambios efectuados (arquitectónicos y
estructurales) posteriores a la entrega del estudio geotécnico inicial, teniendo en cuenta
aspectos puntuales y locales de la zona de estudio, en conformidad con el título H de la
NSR-10.
El estudio se ejecutó por medio de diferentes etapas, la primera consistió la verificación del
perfil estratigráfico mediante la ejecución de dos perforaciones a rotopercusión de 35m,
posteriormente se calificaron y cuantificaron las propiedades índice y geomecánicas de los
suelos encontrados para determinar su comportamiento más probable ante los esfuerzos a
los que será sometido; lo anterior fue complementado con la exploración de campo
efectuada para el estudio de suelos realizado en el año 2014. La segunda etapa consistió
en definir de forma conceptual el sistema de fundación más adecuado de acuerdo a las
necesidades específicas del lote en estudio, y de esta forma estimar, mediante
metodologías numéricas compatibles con el proyecto en particular, los niveles de esfuerzos
y deformaciones que controlaran el diseño de los sistemas de fundación. En tercer lugar se
definieron las recomendaciones generales y particulares para la construcción del sistema
de fundación en los componentes geotécnicos (excavaciones y fundaciones).
2.1 ANTECEDENTES
La EDU, contrato a la empresa DEACIVIL S.A.S en el año 2014, para realizar el estudio
geotécnico del edificio que se tenía proyectado para construcción para la NUEVA SEDE en
el año 2014. El edificio proyectado en el año 2014, no contaba con sótanos, y las cargas de
servicio proyectadas calculadas no superaban 400 t por columna. Con estas condiciones
de trabajo, se realizaron los estudios geotécnicos recomendando para ese momento las
soluciones geotécnicas para el sistema de fundación para las cargas proyectadas.
Posterior a la entrega del estudio geotécnico, de acuerdo a los tiempos contractuales de la
orden de compra de bienes y servicios Nº 113 de 2014, se modificaron por parte de la EDU,
las condiciones arquitectónicas. Las modificaciones arquitectónicas implicaron también
modificaciones estructurales con cargas del orden de 1000 t por columna y la inclusión de
dos niveles de sótano, lo cual requiere de una excavación de 10 m de profundidad en
algunos sectores del área del edificio.
Consecuentes con estas variaciones de fondo en el edificio, se contrató en el año 2015, un
estudio geotécnico complementario para la NUEVA SEDE, en el cual se presentan los

diseños para la excavación, y se modifica el sistema de fundaciones propuesta en el año
2014, de fundaciones profundas (pilas pre excavadas), a una fundación de tipo losa.
2.2 METODOLOGÍA
Los procesos necesarios para definir los sistemas de fundación que pueden ser adecuados
y compatibles con las condiciones técnicas del sitio del proyecto son los siguientes:
 Exploración de campo con el fin verificar el perfil estratigráfico del suelo y los
parámetros geomecánicos para la evaluación y el diseño. La exploración
comprendió exploración directa con equipos de rotopercusión y recuperación de
muestras.
 Análisis de exploración geotécnica indirecta basada en ondas superficiales.
 Evaluación de las propiedades de los suelos, en el laboratorio.
 Diagnóstico a partir del análisis de los datos de la exploración geotécnica.
 Caracterización de los suelos, elementos para el diagnóstico definitivo.
 Estimación del comportamiento de la obra de acuerdo a las propiedades de los
suelos, capacidad de soporte y asentamientos, estabilidad de los taludes, y régimen
hidrogeológico.
 Recomendaciones generales y particulares.

3 DESCRIPCIÓN DEL PROYECTO
El proyecto se encuentra localizado en el Municipio de Medellín en las actuales
instalaciones de la empresa de desarrollo urbano EDU en el parque de San Antonio entre
Calles 44 y 45, y entre Carreras 46 y 49.
Figura 1. Localización de la zona de estudio.
El proyecto se concibe como un único espacio, que reúne todas las dependencias de la
EDU, proyectando la construcción de un edificio de oficinas, compuesto por 8 pisos y 2
niveles de sótano. El edificio supera los 35 m de altura, con altura de entrepisos aproximada
de 3 m. En la Figura 2 y Figura 3 se puede apreciar la proyección del edificio.
Lote estudio:
sede EDU

Figura 2. Fachada de la estructura

Figura 3. Proyección del edificio nueva sede EDU

4 MARCO GEOLÓGICO
La geología de la zona en que se desarrolla este proyecto se caracteriza principalmente por
la presencia de depósitos de vertiente, depósitos aluviales y depósitos antrópicos.
4.1 DEPÓSITOS ALUVIALES
Corresponden a los depósitos del fondo del valle generados por el río Aburrá y algunos de
sus afluentes. Se presentan en pequeños afloramientos cercanos al río Aburrá
principalmente. Están constituidos por diversos materiales, que incluyen arcillas, limos,
arenas, gravas gruesas y fragmentos rocosos heterogéneos composicionalmente
estratificados con continuidad horizontal variable, formando abanicos, terrazas y llanuras
aluviales. Los paquetes de gravas contienen fragmentos redondeados y subesféricos de
cuarzo, diorita, gneis, anfibolita, esquisto, basaltos, dunitas, y cuarzodioritas, entre otros.
4.2 DEPÓSITOS ALUVIOTORRENCIALES
Depósitos formados en los valles de algunas quebradas los cuales ocupan las partes
medias de las vertientes y las partes bajas las zonas de baja pendiente. Estas unidades
son el producto de eventos erosivos ocurridos en épocas y periodos de alta pluviosidad que
han generado avenidas torrenciales de diferente magnitud, depositando geomateriales con
una gran diversidad en litología, tamaño, forma y espesores. Se caracterizan por una
depositación sin estratificación o selección en los materiales transportados. La forma varía
desde clastos sub redondeados a redondeados, tamaños desde métricos, embebidos en
una matriz areno gravosa, de color gris, consistencia dura, no plástica. Por lo general las
partes bajas están más húmedas y secas en las partes altas. Debido a su alta
permeabilidad, exhiben un grado de meteorización.
4.3 DEPÓSITOS DE VERTIENTE (QV)
Es común encontrar pequeños depósitos de deslizamientos a lo largo de las concavidades
del relieve colinado o algunos depósitos de flujos.
4.4 DEPÓSITOS ANTROPICOS (QLL)
Se observan llenos antrópicos en cercanías al río Aburrá. Estos depósitos están
compuestos generalmente por gravas aluviales y bloques de material de construcción, con
una matriz de granulometría areno limosa.

5 INVESTIGACIÓN DE CAMPO
El trabajo de campo en el lote de estudio, incluyó un reconocimiento visual y fotográfico del
terreno y ejecución de diferentes sondeos: directos (perforaciones a rotopercusión) e
indirectos (geofísicos) distribuidos en el área donde se proyecta la construcción de la nueva
sede de la EDU, tal como se ilustra en la Figura 4.
El programa de investigaciones de campo para la caracterización del subsuelo y la
determinación de las condiciones físico-mecánicas se conformó por:
 Seis (6) perforaciones a rotopercusión con recuperación de muestras.
 Dos (2) Línea sísmica MASW (ondas superficiales).
Las perforaciones P1, P2, P3, P4 y las líneas LS 01y LS 02 hacen parte del primer estudio
de suelos efectuado, las perforaciones P5 y P6 corresponden al trabajo de campo del
estudio de suelos complementario para cumplir los requisitos de la NSR-10.
Figura 4. Ubicación de la exploración de campo.
A continuación se presentan los registros de perforación.
P1
P2
P3P4
LS 01
LS 02
P5
P6

Figura 5. Perforación 01

Figura 9. Perforación 05. Hoja: 1 de 2

Los sondeos geofísicos se efectuaron en el perímetro del lote (Figura 13 y Figura 14).
Figura 13. Registro fotográfico, LS-01
Figura 14. Registro fotográfico, LS-02
Las interpretaciones presentadas en este documento, se basan en las respuestas de
velocidad de onda S obtenidas mediante las líneas sísmicas utilizando el método de

refracción MASW (análisis multicanal de onda superficial). Las interpretaciones se
entregarán en función de la clasificación sísmica; diversos autores proponen relaciones de
velocidades de onda Vs asociadas con el tipo de suelo a una descripción macro, los
lineamientos propuestos por la National Earthquake Hazards Reduction Program (NEHRP)
son aceptados en Estados Unidos (IBC, 2006), Canadá, Colombia, Turquía, Taiwán y otros
países. Para clasificar tipos de suelo, NEHRP (1993) con base en la velocidad de onda
corte en los 30 m superficiales (Vs30), propone lo que se presenta en la Tabla 1.
Tabla 1. Caracterización sísmica de suelos, según NEHRP (1993)
Tipo Vs 30 (m/s) Descripción
A > 1500 Roca dura
B 760-1500 Roca
C 360-760 Roca blanda y suelo muy denso
D 180-360 Suelo rígido
E < 180 Suelo blando
F
Suelos especiales (licuables, colapsables,
arcillas muy plásticas, suelos orgánicos)
Se elaboró un modelo interpretativo de acuerdo a la variación de Vs respecto a la
profundidad, de la forma que se presenta en la Figura 15.
Figura 15. Perfil de velocidad de onda (VS) contra profundidad-LS-01.
Según la clasificación de la NEHRP (1993), NSR10 y los resultados de la Figura 15, se
encuentra que la variación de la velocidad de propagación de onda Vs esta entre 180 m/s
y 220 m/s, que clasifica estos suelos como un perfil tipo D, donde las variaciones de

velocidad indican una primer estrato con un espesor de 6 m y otro de mayor rigidez hasta
la profundidad explorada.
Así mismo se elaboró un modelo interpretativo de acuerdo a la variación de Vs respecto a
la profundidad, para la LS-02, representada en la Figura 16.
Figura 16. Perfil de velocidad de onda (VS) contra profundidad-LS-02.
Según la clasificación de la NEHRP (1993), NSR10 y los resultados obtenidos, se encuentra
que la variación de la velocidad de propagación de onda Vs esta entre 200 m/s y 280 m/s,
que clasifica estos suelos como un perfil tipo D, donde las variaciones de velocidad indican
una primer estrato con un espesor de 8 m y otro de mayor rigidez hasta la profundidad
explorada.

6 TRABAJO DE LABORATORIO
El trabajo de laboratorio tuvo como objeto de determinar los parámetros de resistencia al
corte y deformabilidad del geomaterial, y con esto calcular el sistema de fundación
adecuado para las cargas que serán transmitidas al suelo.
Al laboratorio de geotecnia se llevaron especímenes de suelo, para practicarle ensayos
humedad, límites de consistencia, lavado sobre No.200, compresión simple, consolidación
unidimensional de los suelos y corte directo. En los anexos de este informe se encuentran
las memorias y resultados de los ensayos enunciados.

Tabla 2. Resumen de resultados de ensayos de laboratorio
Muestra LL LP IP 
h
(kN/m3)
d
(kN/m3)
 (º)
C
(kPa)
qu
(kN/m2)
E
(MPa)
σC
(kPa)
Índice de
compresión
(Cc)
Cv
(mm2/s)
mv
(kPa-1)
Gs 200% SCUS
ED-PP-01-M1 11
ED-PP-01-M2 60 40.8 18.8 47 77 MH
ED-PP-01-M3 53
ED-PP-01-M4 61
ED-PP-01-M5 67 40.6 26.2 54 17.3 11.2 14 8.6 74 MH
ED-PP-01-M6 69
ED-PP-01-M7 42 34.7 7.6 42 18.6 12.8 25.8 12.4 58 ML
ED-PP-01-M8 51
ED-PP-01-M10 41 36.4 5 38 61 ML
ED-PP-01-M11 47 40.1 7.3 48 69 ML
ED-PP-01-M13 55 32.2 22.8 40 77 MH
ED-PP-01-M15 35 33.4 1.5 34 51 ML
ED-PP-02-M2 38 18.7 13.5 20.8 36.4
ED-PP-02-M4 43 24.8 17.9 31 64 CL
ED-PP-02-M6 46 40 5.6 44 18.3 11.7 18.6 31.4 57 ML
ED-PP-02-M7 51
ED-PP-02-M10 39 35.5 3.7 45 61 ML
ED-PP-03-M2 57 16.6 10.6 10.4 8.7
ED-PP-03-M3 78 53.9 23.9 67 74 MH
ED-PP-03-M4 71 16.5 9.6 18 11.2
ED-PP-03-M6 52
ED-PP-03-M8 42 40.3 1.5 43 47 SM
ED-PP-03-M9 44
ED-PP-03-M10 49
ED-PP-04-M1 58 48.4 10 55 16.5 9.9 29 6.3 71 MH
ED-PP-04-M3 53
ED-PP-05-M1 36 26.8 9 17 30 SM
ED-PP-05-M4 80 47.9 32.5 55 17.8 11.5 8.9 15.4 170 0.3213 0.9134 4.05*10-4
2.89 61 MH
ED-PP-05-M8 63 43.3 19.9 49 18.2 12.3 16.7 23.9 150 0.5299 0.414 3.35*10-4
2.68 91 MH
ED-PP-05-M11 98 56.2 41.5 41 50 GM
ED-PP-05-M16 69 40.9 28.3 73 59 MH
ED-PP-05-M18 38 30.2 8.3 56 50 ML
ED-PP-05-M20 44 29.4 14.4 32 2.71 60 ML
ED-PP-05-M22 73 45.6 27.1 87 2.72 96 MH
ED-PP-06-M2 77 58.9 18 52 63 MH
ED-PP-06-M7 55 43.7 11.4 26 31 SM
ED-PP-06-M19 0.1 28.3 28.2 41032 6250
ED-PP-06-M20 0.4 29.1 29 20338 6154

7 PERFIL GEOTÉCNICO Y CARACTERIZACIÓN SÍSMICA
Con base en la exploración de campo y los ensayos de laboratorio se determinó el perfil
geotécnico característico así como las propiedades sísmicas para el diseño.
7.1 PERFIL GEOTÉCNICO
Se identificaron los siguientes horizontes estratigráficos en la zona de estudio, constituidos
principalmente por material aluvial de un afluente del Río Medellín, al oriente de éste, así:
0m-4m: depósito antrópico, de color pardo rojizo, de matriz arenosa con fracciones
arcillosas de color gris. Dentro de dicha matriz se encuentran embebidos fragmentos de
roca subangulosos que alcanzan los 1,5 cm de diámetro y cuentan con una velocidad de
onda vs de 180 m/s.
4m-10m: depósito aluvial fino, de color pardo amarillento, con motas grises café oscuras y
negras, presenta una matriz limo arenosa, además humedad alta, plasticidad media,
consistencia baja y algunos bloques de roca blanda meteorizada. La velocidad de onda de
corte vs promedio para este estrato es de 220 m/s
10m-13m: depósito aluvial medio, de color pardo claro, matriz areno limosa, humedad alta,
consistencia baja y plasticidad media. Contiene fragmentos de roca de hasta 7cm. La
velocidad de onda de corte vs promedio que varía entre 240 y 280 m/s.
13m-22m: depósito aluvial grueso, de color pardo oscuro verdoso, compuesto por una
matriz de arenas finas con bolsas de arcillas, presenta humedad, plasticidad y consistencia
baja, contiene además fragmentos de roca sub angulosos, de hasta 20 cm de longitud.
Cuentan con velocidad de onda de corte vs mayor a 280 m/s.
22m-30m: depósito aluvial fino, material limo arenoso de color pardo claro con motas grises
y rojas. Presenta humedad alta, plasticidad media y consistencia baja.
30m-35m: depósito aluvial medio, conformado por una matriz arcillo arenosa de color pardo
rojizo con tonalidades grises, dentro de la cual se encuentran fragmentos de anfibolita con
tamaños de hasta 7 cm, sub angulosos, frescos a levemente meteorizados presenta
humedad muy alta y consistencia blanda y plasticidad alta, además de bloques de hasta
12cm de longitud.
De acuerdo con los registros de perforación el nivel freático se encontró fluctuando entre 5
y 9m de profundidad.
Los parámetros que definen la resistencia al cortante de los geomateriales se puede
apreciar en la Tabla 3, propiedades mecánicas determinadas a partir de la media estadística
de los resultados de los ensayos de laboratorio realizados.
Tabla 3. Propiedades mecánicas del perfil estratigráfico, obtenidas de ensayos de laboratorio.
Estrato Cohesión (kPa) Ángulo de fricción Peso unitario (kN/m3
)
Depósito antrópico 15,4 9 17,8

Estrato Cohesión (kPa) Ángulo de fricción Peso unitario (kN/m3
)
Depósito aluvial fino 16,5 15 18,6
Depósito aluvial medio 18,2 21 17,2
7.2 CARACTERIZACIÓN SÍSMICA
Para efecto del diseño sísmico de la estructura, ésta debe localizarse dentro de una de las
zonas de amenaza sísmica, y determinar los efectos en los movimientos de diseño hacia la
edificación. A continuación se realiza la caracterización del suelo según el capítulo A2 de la
Norma Sismo Resistente Colombiana (NSR 10).
 Zona de amenaza sísmica
La zona de estudio está localizada dentro de una zona de amenaza sísmica intermedia,
ésta zona cuenta con valores de Aa y Av, ambos mayores de 0.10.
Los movimientos sísmicos de diseño se definen en función de la aceleración pico efectiva,
representada por el parámetro Aa y de la velocidad pico efectiva representada por Av, para
una probabilidad del 10% de ser excedidos en un lapso de cincuenta años. Para obtener
éstos coeficientes, primero se determina el número de la región en donde está localizada
la edificación.
Figura 17. Mapa de valores de Aa y Av
Los valores de Aa y Av se obtienen de la Tabla 4, en función del número de la región,
clasificando como región 3 y 4 respectivamente con coeficiente de aceleración de 0,15 y
coeficiente de velocidad de 0,20.

Tabla 4. Valores de Aa y de Av para las ciudades capitales de departamento. Tomado de Tabla
A.2.3-2, NSR 10

Figura 18. Zona de amenaza sísmica en función de Aa y Av
 Efectos locales
De acuerdo a la exploración de campo, se estableció que los primeros 30 m de geomaterial
corresponden a depósitos aluviales, clasificandolo como un horizonte tipo D con base en
los resultados de los ensayos de refracción sísmica, dado que se alcanzaron velocidades
de onda de corte Vs variables dentro del rango 180 y 360m/s definido en el Titulo A de la
NSR10 para este horizonte de suelo.
En la Figura 19 se presentan los valores del coeficiente Fa que amplifica las ordenadas del
espectro en roca para tener en cuenta los efectos de sitio en el rango de periodos cortos
del orden de T0, para cada perfil de suelo, de manera que con base en el coeficiente de
aceleración pico efectivo previamente determinado, pueda obtenerse el factor de
amplificación para la zona de estudio. Siendo Aa igual a 0,15, entonces Fa es de 1,5.

Figura 19. Coeficientes de amplificación Fa del suelo para la zona de períodos cortos de espectro
De igual manera se presentan los valores del coeficiente Fv, pero este emplea el coeficiente
de velocidad pico efectivo. Siendo Av de 0,20, Fv entones es 2.0.
Figura 20. Coeficientes de amplificación Fv del suelo para la zona de períodos intermedios de
espectro
 Coeficiente de importancia
Según los grupos de uso la estructura clasifica en el grupo I: Estructuras de ocupación
normal y por lo tanto con base en la tabla el coeficiente de importancia asignado es I=1.

Tabla 9. Valores del coeficiente de importancia, I. Tomado de la Tabla A.2.5-1, NSR 10.
 Espectro de diseño
En la Figura 21 se tiene la forma del espectro elástico de aceleraciones, Sa expresada
como fracción de la gravedad, para un coeficiente de 5% del amortiguamiento crítico, que
se debe utilizar en el diseño. A continuación se presentan los parámetros para construir el
espectro de diseño.
Tabla 5. Tabla de resumen de parámetros
Coeficientes para determinar el espectro de diseño Valor
Grupo de importancia I
Tipo de perfil de suelo D
Aceleración pico efectiva Aa 0,15
Velocidad pico efectiva Av 0,20
Coeficiente de amplificación del suelo para la zona de
periodos cortos de espectro Fa
1,00
Coeficiente de amplificación del suelo para la zona de
periodos intermedios de espectro Fv
1,50
Períodos de vibración, en segundos, correspondiente a
la transición entre la zona de aceleración constante del
espectro de diseño, para períodos cortos y la parte
descendiente del mismo Tc
2,00
Períodos de vibración, en segundos, correspondiente al
inicio de la zona de desplazamiento aproximadamente
constante del espectro de diseño, para períodos
largos TL
0,18

Figura 21. Espectro de diseño para la zona de estudio
0,00
0,10
0,20
0,30
0,40
0,50
0,60
0,0 1,0 2,0 3,0 4,0 5,0 6,0
Sa[g]
T[s]
ESPECTRO DE DISEÑO NSR-10

8 CONCEPTUALIZACIÓN GEOTECNICA
8.1 TIPOLOGIA DE ESTRUCTURA Y CARGAS DE SERVICIO.
El edificio de la nueva sede de la empresa de desarrollo urbano EDU es una estructura
conformada por ochos pisos y dos niveles de sótanos cuyo uso será de oficinas. El arreglo
estructural está constituido por 10 apoyos de carga. En la Figura 22 se esquematiza la
distribución en planta de las columnas, información suministrada por el ingeniero estructural
del proyecto.
Figura 22. Distribución en planta de los ejes de carga, suministrada por el ingeniero estructural.
Así mismo en la Tabla 6 se presenta la estimación de las cargas de servicio que actúan
sobre el sistema estructural y provienen del peso de todos los elementos permanentes en
la construcción, los ocupantes y sus pertenencias, las cuales serán transmitidas por la
estructura al suelo, definidas siguiendo los lineamientos de la NSR-10.
Tabla 6. Reacciones en la base del edificio EDU
Story
Joint
Label
Load Case/Combo
FX FY FZ MX MY MZ
tonf tonf tonf tonf-m tonf-m tonf-m
T1-BASE 334 SERVICIO 4.0199 2.0676 60.7905 -2.9107 1.6219 0.0337
T1-BASE 334 FUNDACION Max 9.5217 5.189 63.6285 4.3617 19.2765 0.3013

Story
Joint
Label
Load Case/Combo
FX FY FZ MX MY MZ
tonf tonf tonf tonf-m tonf-m tonf-m
T1-BASE 339 SERVICIO -4.8896 12.7617 375.6218 -35.705 -16.3271 0.2155
T1-BASE 340 SERVICIO -1.6106 9.3133 696.6869 -37.7983 -12.4458 0.2155
T1-BASE 341 SERVICIO -5.1105 0.6651 451.8431 -27.0601 -17.2963 0.2155
T1-BASE 342 SERVICIO -0.5612 -0.2557 778.8084 -30.9587 -11.9066 0.2155
T1-BASE 344 SERVICIO 6.2863 -17.1738 1601.1159 -223.3967 -10.9718 0.4148
T1-BASE 346 SERVICIO -24.5354 -3.9749 884.4017 0.1461 -253.2874 0.2819
T1-BASE 5 SERVICIO 3.9869 -0.4487 76.9956 0 0 0
T1-BASE 5 FUNDACION Max 4.5568 0.0316 85.5783 0 0 0
T1-BASE 9 SERVICIO 9.2291 -0.0287 266.8708 0 0 0
T1-BASE 9 FUNDACION Max 25.0302 1.2336 450.3104 0 0 0
T1-BASE 10 SERVICIO 13.1852 -2.9259 691.7919 0 0 0
T1-BASE 10 FUNDACION Max 28.2739 -2.4626 852.1806 0 0 0
NOTA: LA CARGA DE FUNDACIÓN MAX (INCLUYE EFECTO SISMICO)
LA CARGA DE SERVICIO ES D + L
8.2 SISTEMA DE FUNDACIÓN
De acuerdo a las características del proyecto, las cargas transmitidas y las dificultades
previstas para el proceso constructivo dadas las características del suelo, se buscó una
opción diferente a las pilas de fundación propuestas en el estudio inicial, pues para obtener
una capacidad admisible que permitiera transmitir cargas de 1000 ton y mayores sin
generar falla local o global se requerían elementos profundos y con secciones transversales
de gran tamaño (D>2.0m).
Lo anterior sumado a la heterogeneidad de los materiales presentes que podrían preverse
asentamientos diferenciales, la presencia de agua que haría lenta la construcción de las
pilas, se evaluó como inviable esta alternativa, por lo cual se sugiere definir un sistema de
cimentación diferente.
Considerando la inclusión de los dos niveles de sótanos, se opta por una losa de
cimentación mediante la cual se reparta el peso de la estructura y el peso propio de la losa
sobre toda la superficie de apoyo distribuyendo los esfuerzos uniformemente, disminuyendo
los posibles asentamientos, para ello se propondrá de manera adicional un remplazo en
concreto ciclopeo que evite la alteración del fondo de la excavación por la presecia de agua
y ayude a redistribuir los esfuerzos.
Además de las cargas que serán transmitidas al terreno se deberá contrarrestar la
contrapresión el efecto empuje del agua subterránea estimada en 5ton/m2
.
En la Figura 23 se distinguen dos áreas diferentes, el área 1 demarcada por un rectángulo
color naranja representa el área de acceso a los sótanos, definida como una plataforma por

el ingeniero estructural, el área 2(rectángulo rojo) representa el área del edificio, sobre la
cual se encuentran concentradas las mayores cargas.
Figura 23. Esquema de la planta de fundación
8.2.1 COMPENSACIÓN DE CARGAS
En conformidad con la Figura 23 y la Tabla 6 se procede a calcular las cargas transmitidas
al suelo en el área de contacto (losa), para determinar la presión neta aplicada, así:
Para (1)
𝑞 =
𝑄
𝐴
− 𝛾𝐷𝑓
Donde Q= peso muerto de la estructura y carga viva
A= área de la losa
Entonces,
𝑞 =
(85,58 + 63,63)𝑡𝑜𝑛𝑓
87,20 𝑚2
− [(1,81 × 5,2) + (1,89 × 2)]𝑡𝑜𝑛𝑓/𝑚2
𝑞 = 1,71
𝑡𝑜𝑛𝑓
𝑚2
− 13,19
𝑡𝑜𝑛𝑓
𝑚2
= 11,47
𝑡𝑜𝑛𝑓
𝑚2
= −112,98 𝑘𝑁/𝑚2
A continuación se presenta un análisis más detallado del efecto de compensación,
generada por la excavación y las cargas transmitidas al suelo, así
1
Área: 87,20 m2
2
Área: 230,85 m2

En la Figura 24 se presenta una sección de excavación típica para la zona de acceso a los
sótanos (recuadro naranja Figura 23). El volumen del suelo excavado es igual a
𝑉𝑄𝑎𝑛 = 65,82𝑚2
× 10, 14𝑚 = 667,41𝑚3
𝑉𝑄𝑎𝑙 = 28,5𝑚2
× 10, 14𝑚 = 268,71𝑚3
Figura 24. Sección típica de excavación para zona de acceso a sótanos
Para realizar el balance entre las cargas y el peso del suelo a excavar, se multiplicó el
volumen de suelo a retirar por su respectivo peso unitario, así:
𝑊𝑄𝑎𝑛 = 667,41𝑚3
× 17,8 𝑘𝑁/𝑚3
= 11879,98 𝑘𝑁
𝑊𝑄𝑎𝑙 = 268,71𝑚3
× 18,6 𝑘𝑁/𝑚3
= 4998,01 𝑘𝑁
𝑊𝑇 = 11879,98 + 4998,01 = 16877,99 𝑘𝑁
Finalmente la compensación de cargas se expresa como la diferencia entre la carga
transmitida por la estructura y el peso del suelo excavado.
∆= 𝑄 − 𝑊𝑇 = 1462,26 − 16877,99 = −15414,74 𝑘𝑁
En concordancia con la evaluación realizada anteriormente se tiene que la excavación
realizada compensa ampliamente las cargas que se van a transmitir al suelo, y la carga
presión neta aplicada para diseño será de -176,77 kN/m2
.
Para (2)
𝑞 =
𝑄
𝐴
− 𝛾𝐷𝑓
Donde Q= peso muerto de la estructura y carga viva
A= área de la losa
Entonces,
Área: 65,82 m2
Área: 28,5 m2

𝑞 =
(625,70 + 835,73 + 983,31 + 602,15 + 828,11 + 1771,82 + 450,31 + 852,18)𝑡𝑜𝑛𝑓
230,85 𝑚2
− [(1,81 × 5,3) + (1,89 × 5,8)]𝑡𝑜𝑛𝑓/𝑚2
𝑞 = 30,10
𝑡𝑜𝑛𝑓
𝑚2
− 20,56
𝑡𝑜𝑛𝑓
𝑚2
= 9,55
𝑡𝑜𝑛𝑓
𝑚2
= 93,63 𝑘𝑁/𝑚2
A continuación se presenta un análisis más detallado del efecto de compensación,
generada por la excavación y las cargas transmitidas al suelo, así
En la Figura 25 se presenta una sección de excavación típica para el área del edificio
(recuadro rojo Figura 23). El volumen del suelo excavado es igual a
𝑉𝑄𝑎𝑛 = 64,83𝑚2
× 17, 10𝑚 = 1108,50𝑚3
𝑉𝑄𝑎𝑙 = 77,53𝑚2
× 17,10𝑚 = 1325,76𝑚3
Figura 25. Sección típica de excavación para el área del edificio
Para realizar el balance entre las cargas y el peso del suelo a excavar, se multiplicó el
volumen de suelo a retirar por su respectivo peso unitario, así:
𝑊𝑄𝑎𝑛 = 1108,50𝑚3
× 17,8 𝑘𝑁/𝑚3
= 19731,43 𝑘𝑁
𝑊𝑄𝑎𝑙 = 1325,76𝑚3
× 18,6 𝑘𝑁/𝑚3
= 24659,19 𝑘𝑁
𝑊𝑇 = 19731,43 + 24659,19 = 44390,62 𝑘𝑁
Finalmente la compensación de cargas se expresa como la diferencia entre la carga
transmitida por la estructura y el peso del suelo excavado.
∆= 𝑄 − 𝑊𝑇 = 68127,73 − 44390,62 = 23782.11 𝑘𝑁
Lo anterior ratifica la evaluación realizada anteriormente, de manera la carga presión neta
aplicada para diseño será de 103,02 kN/m2
.
Área: 77,53 m2
Área: 64,83 m2

8.3 CAPACIDAD DE SOPORTE.
Para determinar la capacidad de carga del estrato portante, se empleara la siguiente
expresión:
𝑞𝑢 = 𝑐𝑁𝑐 + 𝑞𝑁𝑞 +
1
2
𝐵𝛾𝑁𝛾
Donde 𝑐 es el intercepto de la cohesión, 𝑁𝑐 es el factor de capacidad de carga para el
término de la cohesión, q es la sobrecarga, el 𝑁𝑞 es el factor de capacidad de carga para el
término de la sobrecarga, 𝐵 es el ancho la cimentación, 𝛾 es el peso unitario del suelo que
por encontrarse por debajo del nivel freático se considera en condiciones saturadas y se
asume como el peso unitario sumergido 𝛾𝑠𝑎𝑡 − 𝛾𝑎𝑔𝑢𝑎, y 𝑁𝛾 es el factor de capacidad de
carga para el termino de la fricción.
Para el caso analizado el valor de los factores de capacidad de carga 𝑁𝑐 y 𝑁𝛾 se obtiene
mediante las siguientes expresiones:
𝑁𝑞 = 𝑡𝑎𝑛2
(45 +
∅´
2
) 𝑒 𝜋 tan ∅´
𝑁𝑐 = (𝑁𝑞 − 1)𝑐𝑜𝑡∅´
𝑁𝛾 = 2(𝑁𝑞 + 1)𝑡𝑎𝑛∅´
Las anteriores ecuaciones surgen como modificación de la superficie de falla propuesta por
Terzaghi, la cual se muestra en la Figura 26.
Figura 26. Superficie de falla por capacidad de carga en suelo bajo una cimentación rígida corrida (Geotecnia
- sor.blogspot, 2012)
El ángulo 𝛼 que Terzaghi asume igual a ∅, los estudios de campo y laboratorio demuestran
que es más cercano a 45 + ∅ 2⁄ (Das, 2001), modificación que es representada en las
ecuaciones presentadas para los factores de capacidad de carga. La ecuación para 𝑁𝑞 fue

presentada por Reissner (1924), la expresión para 𝑁𝑐 fue obtenida por Prandtl (1921), y
Caquot y Kerisel (1953) y Vesic (1973) plantearon la relación para 𝑁𝛾.
Aplicando lo planteado se obtienen los siguientes resultados:
𝑁𝑞 = 7,07
𝑁𝑐 = 15,81
𝑁𝛾 = 6,19
𝐵 = 13,50 𝑚
Finalmente, reemplazando los anteriores resultados en la ecuación para capacidad de
carga se obtiene:
𝑞𝑢 = 𝑐𝑁𝑐 + 𝑞𝑁𝑞 +
1
2
𝐵𝛾′𝑁𝛾 = 1384,43𝑘𝑁/𝑚2
Utilizando un factor de seguridad de 3 se obtiene una capacidad amisible 𝒒𝒂 =
𝟒𝟔𝟏, 𝟒𝟕𝒌𝑵/𝒎 𝟐
, que es mayor que la carga presión neta aplicada, calculada anteriormente.
8.4 ASENTAMIENTOS
Para verificar los asentamientos del suelo de apoyo del edificio considerando el escenario
más crítico, que correspondiente a asentamientos por consolidación. Para ello se recurre a
la siguiente ecuación.
𝑆𝑐 =
𝐶𝑐 𝐻𝑐
1 + 𝑒0
log
𝜎0 + ∆𝜎
𝜎0
Donde
𝑆𝑐: Asentamiento por consolidación
𝐻𝑐: Espesor del estrato de arcilla
𝜎0: Presión efectiva promedio sobre el estrato de arcilla
∆𝜎 :Incremento promedio de la presión sobre el estrato de arcilla
𝑒0: Relación de vacios inicial en el estrato de arcilla
𝐶𝑐: Indice de compresión
En la Figura 27 se presentan los resultados del calculo efectuado para determinar los
asentamientos tanto para la zona de acceso como para las oficinas administrativas.

Figura 27. Calculo de asentamientos

De lo anterior se puede inferir lo siguiente:
 Los asentamientos en el área de las oficinas los asentamientos generados por la
estructura al estrato de apoyo son del orden de 3.9cm, los cuales no superan los
asentamientos máximos permitido por la norma NSR-10 (Smáx=5.08cm). Con el fin
de generar una superficie de contacto uniforme entre la losa y el suelo de apoyo se
recomienda realizar un reemplazo en la base de la excavación. Como producto de
la excavación se espera presencia abundante de agua, por esta razón se recomida
un reemplazo en concreto ciclópeo de un espesor aproximado de 80cm.
 Los asentamientos de la zona de acceso a los sótanos son nulos y podrían tomar
valores negativos, por lo anterior, se debe garantizar que las cargas que se
transfieran al suelo sean suficientes para que no se generen asentamientos
negativos, bien sea mediante una lastre en concreto ciclópeo de 0,75m de espesor
o mediante un mecanismo entre las dos losas que al ser adosado permita que la
transferencia de esa presión de contacto de 176,77 kN/m2
.
8.5 EMPUJES DE SUELOS
En este capítulo se describen los empujes laterales de los suelos que actuarán contra las
estructuras, tales como los empujes estáticos, dinámicos e hidrostáticos que se presentan
a continuación. Para definir los empujes de tierra resultantes, se determinó la condición de
diseño más crítica que corresponde a la sección de análisis 2 (Figura 28), con
profundidades de excavación superior a los 10m desde la superficie del terreno.
Figura 28. Sección de análisis 2
8.5.1 EMPUJE DE TIERRA PARA CONDICIONES ESTATICAS
Para determinar los empujes de tierra en condiciones estáticas, se aplica la teoría propuesta
por Rankine y se calcula de la siguiente manera:

Se determina 𝐾𝑎 como el coeficiente de presión activa de Rankine para cada uno de los
estratos, así
𝐾𝑎 = 𝑡𝑎𝑛2
(45 −
𝜙
2
)
Tabla 7.Propiedades de los suelos
Depósito antrópico Depósito aluvial fino
c [kPa] 15,4 16,5
 [kN/m3
] 17,8 18,6
 [°] 9 15
ka 0,73 0,59
Posteriormente se calcula la presión de tierras 𝑃𝑎 como se presenta a continuación:
𝑃𝑎 = 𝛾𝐻𝑘 𝑎 − 2c√𝑘 𝑎
Para 𝑃𝑎(𝐻 = 0) = −2c√𝑘 𝑎 = −2 (15,4)√0,73 = −26,31 𝑘𝑁/𝑚3
𝑷 𝒂(𝑯 = 𝟎) = −𝟐𝟔, 𝟑𝟏 𝒌𝑵/𝒎 𝟑
Para 𝑃𝑎 = 0 = 17,8𝐻(0,73) − 2(15,4)√0,73 ∴ 𝐻 =
17,8(0,73)
2(15,4)√0,73
= 2,03
𝑷 𝒂(𝑯 = 𝟐, 𝟎𝟑) = 𝟎 𝒌𝑵/𝒎 𝟑
Para 𝑃𝑎(𝐻 = 5,3) 𝑒𝑛𝑐𝑖𝑚𝑎
= 𝛾𝐻𝑘 𝑎 − 2c√𝑘 𝑎 = 17,8(5,3)(0,73) − 2(15,4)√0,73 = 43,03 𝑘𝑁/𝑚3
𝑷 𝒂(𝑯 = 𝟓, 𝟑) 𝒆𝒏𝒄𝒊𝒎𝒂
= 𝟒𝟑, 𝟎𝟑 𝒌𝑵/𝒎 𝟑
Para 𝑃𝑎(𝐻 = 5,3) 𝑑𝑒𝑏𝑎𝑗𝑜
= 𝛾𝐻𝑘 𝑎 − 2c√𝑘 𝑎 = 17,8(5,3)(0,59) − 2(16,5)√0,59 = 33,16 𝑘𝑁/𝑚3
𝑷 𝒂(𝑯 = 𝟓, 𝟑) 𝒅𝒆𝒃𝒂𝒋𝒐
= 𝟑𝟑, 𝟏𝟔 𝒌𝑵/𝒎 𝟑
Para 𝑃𝑎(𝐻 = 6,4) = 𝛾𝐻𝑘 𝑎 − 2c√𝑘 𝑎 = [(17,8 × 5,3) + (18,6 × 1,06)](0,59) − 2(16,5)√0,59 =
42,36 𝑘𝑁/𝑚3
𝑷 𝒂(𝑯 = 𝟔, 𝟒) = 𝟒𝟐, 𝟑𝟔 𝒌𝑵/𝒎 𝟑
Para 𝑃𝑎(𝐻 = 11,15) = 𝛾′𝐻𝑘 𝑎 − 2c√𝑘 𝑎 = [(17,8 × 5,3) + (18,6 × 1,06) + (9,6 × 4,8)](0,59) −
2(16,5)√0,59 = 69,13 𝑘𝑁/𝑚3
𝑷 𝒂(𝑯 = 𝟏𝟏, 𝟓) = 𝟔𝟗, 𝟏𝟑 𝒌𝑵/𝒎 𝟑
En la Figura 29 se presenta el diagrama de presiones de tierras respectivo, en el cual se
consideraron los cambios de estratos y el nivel freático.

Figura 29. Diagrama de presiones de tierras
Finalmente se determina el empuje de tierras, de acuerdo con la Figura 29
Para 𝐸 𝑎(1)
𝐸 𝑎 =
𝑃𝑎(𝐻 = 0) × ℎ1
2
=
−26,31 × 2,03
2
= −26,7 𝑘𝑁/𝑚
Para 𝐸 𝑎(2)
𝐸 𝑎 =
𝑃𝑎(𝐻 = 5,3) 𝑒𝑛𝑐𝑖𝑚𝑎
× ℎ2
2
=
43,03 × 3,27
2
= 70,35 𝑘𝑁/𝑚
Para 𝐸 𝑎(3)
𝐸 𝑎 =
[𝑃𝑎(𝐻 = 5,3) 𝑑𝑒𝑏𝑎𝑗𝑜
+ 𝑃𝑎(𝐻 = 6,4)] × ℎ3
2
=
[33,16 + 42,36] × 1,06
2
= 40,03 𝑘𝑁/𝑚
Para 𝐸 𝑎(4)
𝐸 𝑎 =
[𝑃𝑎(𝐻 = 6,4) + 𝑃𝑎(𝐻 = 11,15)] × ℎ4
2
=
[42,36 + 69,13] × 4,75
2
= 264,78 𝑘𝑁/𝑚
A continuación se muestra la distribución de estos empujes sobre una columna de suelo

Figura 30. Empujes de tierras generados
8.5.2 EMPUJES OCASIONADOS POR SOBRECARGA
Con el fin de considerar los aportes por sobrecarga, que se esperan ocurran especialmente
en el proceso constructivo se calcularon los empujes generados por una carga de 10 kPa
equivalentes a silos de almacenamiento de material, maquinaria pesada, entre otros. La
distribución de presiones generada por la sobrecarga se presenta en la Figura 31.
Figura 31. Empujes de tierras generados por la sobrecarga del terreno

8.5.3 EMPUJE DEL AGUA EN CONDICIONES HIDROSTÁTICAS
La presión hidrostática del agua se asume para el caso más crítico, generado por la acción
del nivel freático, que mediante la exploración de campo se identificó fluctuando entre 5 y 9
metros, para la sección de análisis este alcanza una profundidad de 6,4m con respecto a la
superficie del terreno. La distribución de presiones de aguas se comporta por lo tanto como
se resume en la Figura 30.
Figura 32. Distribución de presiones de aguas y empuje total de aguas
8.5.4 EMPUJE DE TIERRA PARA CONDICIONES SÍSMICAS
Para determinar el empuje de tierra en condiciones sísmicas, se acude a la siguiente
expresión (Mononobe – Okabe):
𝑃𝑎𝑒 =
1
2
𝛾𝐻2(1 − 𝐾𝑣)𝐾𝑎𝑒
Donde 𝐾𝑎𝑒 es el coeficiente de presión activa de tierra en condición de sismo.
𝐾𝑎𝑒 =
𝑠𝑒𝑛2
(∅ + 𝛽 − 𝜃´
)
𝑐𝑜𝑠(𝜃´)𝑠𝑒𝑛2(𝛽)𝑠𝑒𝑛(𝛽 − 𝜃´ − 𝛿) [1 + √
𝑠𝑒𝑛(∅´ + 𝛿)𝑠𝑒𝑛(∅´ − 𝜃´ − 𝛼)
𝑠𝑒𝑛(𝛽 − 𝛿 − 𝜃´)𝑠𝑒𝑛(𝛼 + 𝛽)
]
2
𝜃´
= 𝑡𝑎𝑛−1
(
𝑘ℎ
1 − 𝑘 𝑣
)
Donde los términos 𝑘ℎ y 𝑘 𝑣 se definen como:

𝑘ℎ =
𝑐𝑜𝑚𝑝𝑜𝑛𝑒𝑛𝑡𝑒 ℎ𝑜𝑟𝑖𝑧𝑜𝑛𝑡𝑎𝑙 𝑑𝑒 𝑙𝑎 𝑎𝑐𝑒𝑙𝑒𝑟𝑎𝑐𝑖ó𝑛 𝑑𝑒𝑙 𝑠𝑖𝑠𝑚𝑜
𝑎𝑐𝑒𝑙𝑒𝑟𝑎𝑐𝑖ó𝑛 𝑑𝑒 𝑙𝑎 𝑔𝑟𝑎𝑣𝑒𝑑𝑎𝑑, 𝑔
= 𝐴 𝑎
𝑘 𝑣 =
𝑐𝑜𝑚𝑝𝑜𝑛𝑒𝑛𝑡𝑒 𝑣𝑒𝑟𝑡𝑖𝑐𝑎𝑙 𝑑𝑒 𝑙𝑎 𝑎𝑐𝑒𝑙𝑒𝑟𝑎𝑐𝑖ó𝑛 𝑑𝑒𝑙 𝑠𝑖𝑠𝑚𝑜
𝑎𝑐𝑒𝑙𝑒𝑟𝑎𝑐𝑖ó𝑛 𝑑𝑒 𝑙𝑎 𝑔𝑟𝑎𝑣𝑒𝑑𝑎𝑑, 𝑔
=
2
3
𝐾 𝐻
Por lo tanto se obtiene un valor de 𝐾𝑎𝑒 = 0.77, y un empuje total de tierra 𝑃𝑎𝑒 = 770,36𝑘𝑁/𝑚.
El incremento en el empuje de tierra estático debido al sismo se calcula como se muestra
a continuación.
∆𝑃𝑎𝑒 = 𝑃𝑎𝑒 − 𝑃𝑎 = 653,11𝑘𝑁/𝑚
El empuje estático actúa a 𝐻/3 medidos desde la base, y el valor de ∆𝑃𝑎𝑒 actúa a 0.6𝐻
desde el nivel de desplante del muro.
La resultante de estos dos empujes actúa a una distancia respecto al nivel de desplante
que se calcula con la siguiente expresión.
𝑧̅ =
(0.6𝐻)(∆𝑃𝑎𝑒) +
𝐻
3
(𝑃𝑎)
𝑃𝑎𝑒
= 6,23𝑚
Figura 33. Empujes de tierra dinámica ∆𝑷 𝒂𝒆 actuando a 𝟎. 𝟔𝑯 desde el nivel de desplante.

8.6 MODULO DE REACCIÓN DEL SUELO
Para representar la reacción del suelo se debido a la losa se calcula el módulo de reacción
del suelo o módulo de balasto:
𝐾 =
𝑓
0.67
𝐾𝐿 (1)
Dónde:
𝑓: Factor de corrección por la relación de aspecto de la zapata.
𝑓 =
1 + 0.50( 𝐵
𝐿⁄ )
1.50
(2)
𝐾𝐿: Módulo de balasto lineal.
𝐾𝐿 =
𝐸𝑠
𝐵(1 − 𝜇2)
(3)
Para el módulo de reacción del suelo de fundación se tiene que
𝐸𝑠 = 2985 𝑘𝑁/𝑚2
𝜇 = 0,25 𝐵 = 13,50m 𝐿 = 17,10m
Remplazando en las ecuaciones (2) y (3) se tiene que
𝑓 =
1 + 0.50(0,8)
1.50
= 0,93
𝐾𝐿 =
2985 𝑘𝑁/𝑚2
13,50m(1 − 0,252)
= 235,85 𝑘𝑁/𝑚3
Finalmente el coeficiente del módulo del subsuelo de la cimentación es:
𝐾 =
0.93
0.67
235,85 𝑘𝑁/𝑚3
= 327,37 𝑘𝑁/𝑚3
Para el módulo de reacción del material de reemplazo se tiene que
𝐸𝑠 = 21 538 105,77 𝑘𝑁/𝑚2
𝜇 = 0,25 𝐵 = 13,50m 𝐿 = 17,10m
Remplazando en las ecuaciones (2) y (3) se tiene que
𝑓 =
1 + 0.50(0,8)
1.50
= 0,93
𝐾𝐿 =
21 538 105,77 𝑘𝑁/𝑚2
13,50m(1 − 0,252)
= 1 701 776,26 𝑘𝑁/𝑚3
= 1,70 𝑀𝑁/𝑚3
Finalmente el coeficiente del módulo del remplazo en concreto ciclópeo es:
𝐾 =
0.93
0.67
235,85 𝑘𝑁/𝑚3
= 2 362 167,05 𝑘𝑁/𝑚3
= 2,36 𝑀𝑁/𝑚3

8.7 DISEÑO DEL SISTEMA DE EXCAVACIÓN PARA SÓTANOS
A continuación se presentan las recomendaciones necesarias para el proceso constructivo
desde el punto de vista geotécnico para el manejo de las excavaciones.
8.7.1 ALTERNATIVAS DE EXCAVACION Y SISTEMAS DE SOSTENIMIENTOS
Se consideraron diferentes opciones para el manejo de las excavaciones durante el proceso
constructivo., tales como:
I. Taludes de corte de 35°, 40°, 45º con respecto a la horizontal.
II. Excavación vertical con sostenimiento mediante soil nailing, a medida que
desciende la excavación con la introducción de acero de refuerzo pasivo.
III. Excavación vertical con sostenimiento mediante pantalla de concreto de 0.3 m de
espesor, sujetados mediante anclajes activos de 15 m de longitud y tensionados
a 10 ton, con una distribución de 2.5 m en cada dirección.
IV. Excavación vertical con sostenimiento mediante anclajes activos, con concreto
lanzado entre zonas no protegidas con una tensión de 20 ton, con una longitud
de 25 m y distanciados 2 m entres bolillos, y con shotcrete para recibir las zonas
no protegidas.
V. Excavación vertical con sostenimiento mediante muros pantallas, en pilas pre
excavadas de 1.2 m de diámetro hasta una profundidad de 2 veces el diámetro
por debajo del nivel de excavación, y aseguradas en la cabeza con anclajes
activos de 20 ton con una longitud de 25 m.
8.7.2 SELECCIÓN DE ALTERNATIVAS
I. Para verificar cual sería la pendiente optima de la excavación, sin generar
repercusiones a las construcciones vecinas, se contemplaron varios escenarios,
con el fin de generar optimización en los rendimientos de la obra, tal y como se
presentó en el oficio General NUEVA SEDE EDU 13 - No 013, concluyendo que
sería posible taludes de corte de 35º con respecto a la horizontal como máximo,
acompañado de un registro de deformaciones (asentamientos) mediante niveles
de topografía para todos los predios vecinos, esto complementado con actas de
vecindad de las estructuras de los habitantes que colindan con el proyecto.
Mediante la excavación por cuñas se reduce el espacio de trabajo, dificulta la
maniobrabilidad de la maquinaria, tal y como se ilustra en la Figura 34, además
se reducen los rendimientos en la obra.
Para el caso en el cual se realice una excavación con una pendiente uniforme
(Figura 35), se requieren pendientes menores a 45°, lo que implica cortes fuera
del área de estudio, costos adicionales en la reposición de redes existentes y
lleno y conformación del terreno final.

Figura 34. Esquema de excavación con cuñas
Figura 35. Esquema de excavación, corte 1H:1V
II. El reforzamiento de talud con soil nailing, presenta como aspectos técnicos
relevantes los siguientes:
 Rapidez en su ejecución.
 Reforzamiento mediante el incremento de la resistencia al corte del suelo.
 Refuerzo pasivo de taludes.
 Bajos costos.
 Se puede construir en terrenos irregulares.
 La técnica es flexible y fácilmente modificable.
 Se utilizan equipos portátiles para sitios de acceso difíciles, y poca área libre
de trabajo.
III, IV, V. Estas alternativas, aunque son técnicamente seguras presentan
desventajas con respecto a los tiempos de ejecución y mayores costes. Adicional al
llevar anclajes activos, se requieren mayores longitudes de perforación, lo cual
genera problemas asociados a las intervenciones mayores bajo el subsuelo de
propiedades y las vías perimetrales, sin contar el poco control que se tiene con las

inyecciones que se deben realizar para garantizar las tensiones requeridas en los
diseños para tensar los cables de cada anclaje.
Por lo anterior se recomienda realizar una excavación vertical complementada con un
sistema de sostenimiento mediante soil nailing.
8.7.3 SISTEMA DE EXCAVACIONES VERTICAL
Durante el procedimiento constructivo de la cimentación del edificio se requieren realizar
excavaciones mayores a 10m las cuales se diseñan con cara vertical, para facilitar los
procedimientos constructivos de la losa de fundación del edificio. Se propone como sistema
de estabilización, una pared por el sistema de soil nailing. Este diseño pretende reducir las
deformaciones que se producen en los taludes efecto de los cortes que se generaran para
la construcción.
De acuerdo a los diseños suministrados con la EDU se tienen dos niveles de excavación,
como se describe a continuación:
- Corresponde a una excavación de 7,2m más la placa de la plataforma en un área
de aproximadamente 85 m2
correspondiente al área de acceso a los sótanos.
- El área del edificio correspondiente a la zona de edificios requiere una excavación
de 7,4m más el espesor de la losa y un reemplazo en concreto ciclópeo.
Para evaluar la estabilidad del sistema de sostenimientos se definieron 3 secciones de
análisis como se presentan a continuación:
Figura 36. Secciones de análisis

Para determinar las condiciones de estabilidad de los cortes verticales, se realizó un modelo
numérico con cortes verticales, variando la profundidad de la excavación, a continuación se
presentan los resultados gráficos del análisis de estabilidad en el caso estático para una
profundidad de 7,41 m y 9,95 m de excavación.
De acuerdo con los resultados obtenidos en la Figura 37 y Figura 38 se observa que los
cortes proyectados fallan en caso de no usar contención, representado lo anterior con el
factor de seguridad menor que la unidad. Por consiguiente se requiere reforzar el talud, de
forma que el corte vertical, tenga numéricamente un factor de seguridad mayor a la unidad,
inclusive ante condiciones sísmicas de la forma como está estipulado en el Código de
Construcciones Colombianas Sismorrresistentes NSR 2010.
Figura 37. Modelo de estabilidad corte vertical 7.4m sin sostenimiento

Figura 38. Modelo de estabilidad corte vertical 9.95m sin sostenimiento
8.7.4 DISEÑO DEL SISTEMA DE SOSTENIMIENTO
El soil nail es un método que consiste en reforzar un talud, a medida que desciende la
excavación (se sugiere como máximo excavaciones de 2 m de profundidad para este caso),
mediante la introducción de acero de refuerzo pasivo, que trabaja a tracción y a cortante.
Para evitar desprendimientos se deberán tomar medidas de protección superficial con el
lanzado de morteros y malla hexagonal en el talud, fijada la malla mediante clavos de 1 m
de profundidad (barras de ½” de acero corrugado, con gancho de 20 cm, dispuestos cada
2 m en cada dirección).
Esta técnica consiste fundamentalmente en mejorar la resistencia al corte del suelo en las
superficies potenciales de rotura (deslizamiento), mediante los anclajes pasivos.
Normalmente, el sistema supone elementos de pequeño diámetro que trabajarán de
manera pasiva, tomando carga una vez que el terreno intente desplazarse.
Además tiene una ventaja importante, y radica en la velocidad de construcción, ya que
permite acompañar simultáneamente la excavación, y permite adaptarse a cualquier
geometría de terreno.
A continuación se presentan los modelos de estabilidad que implementan un sistema de
sostenimiento mecánico mediante soil nail con barras de 1” de acero corrugado de 420
MPa, sistema que garantiza factores de seguridad superiores a 1,05, exigencia de la
normativa legal vigente para la etapa de construcción, la cual es la más crítica.

Figura 39. Modelo de estabilidad seudo estático corte vertical 7.4m con soil nailing
Figura 40. Modelo de estabilidad seudo estático corte vertical 9.95m con soil nailing

8.8 RECOMENDACIONES DEL MANEJO DEL AGUA SUBTERRÁNEA DURANTE
EL PROCESO DE CONSTRUCCIÓN
Para el manejo de los niveles freáticos se presentan dos aspectos a tener presentes, el
primero tiene que ver con la impermeabilización que se requiere en el nivel de sótanos, y el
segundo tiene que ver con la presión positiva que ejercerá el agua sobre la placa de fondo
y sobre los muros laterales.
8.8.1 SUB PRESIÓN
La sub presión que se deberá tener presente para el diseño de la losa de fondo, equivale a
una columna de 5 m de agua, lo que supone una presión positiva en la losa de 5 t/m2
para
la condición más desfavorable, como empuje bajo la losa en sentido ascendente. En caso
de querer compensar esta presión positiva debido al agua, se sugiere evaluar la posibilidad
de generar anclajes pasivos, fijados a la losa de fondo de forma que se puedan compensar
las presiones proyectadas y debidas al agua. Para esto se sugiere un anclaje pasivo con
perno tipo Gewi de 1”, con una longitud de 18 m, e inyección de lechada de cemento en
una relación de 0.5:1, en toda la longitud a presiones de 3 bares, y reinyección a 6 bares, y
luego a 10 bares, y posterior tensionamiento a 20 t. Se requieren dos barras para cada
perno pasivo. La distribución de pernos será de uno por cada 4 m2
de área aferente de losa,
por tanto será de 1 cada 2 m longitudinales de losa, en cada dirección.
8.8.2 DRENAJE
Se prevé que durante el proceso de excavación de los sótanos se encuentre el nivel freático
a profundidades del orden de 5 m, por tanto será necesario implementar un sistema de
drenaje para el proceso constructivo. Este sistema de drenaje deberá consistir de zanjas
(canales de drenaje) y pozos de abatimiento que permitan bombear el agua del fondo de la
excavación, y de esta forma mantener el patio de operación en construcción en condiciones
de humedad controlada. Los pozos de bombeo serán de 1 m de profundidad y equipo de
bombeo, comprendido por una bomba turbina directamente acoplada a un motor
sumergible; este motor, que se encuentra en la parte inferior del pozo, está especialmente
diseñado para trabajar completamente sumergido en agua. La construcción vertical y el uso
de un motor sumergible, reducen el espacio requerido de instalación y permiten el uso de
una cimentación sencilla. Se sugiere iniciar los procesos de bombeo con equipos
sumergibles de 3 pulgadas, y una capacidad de evacuación de hasta 9 m3
/hr. En caso de
requerir equipos de mayor capacidad estos serán definidos con el avance de la obra.
Adicionalmente del proceso constructivo, se deberán construir drenes sub horizontales con
tubería sanitaria de 2”, recubierta en todo su perímetro con geotextil NT 2500 en un longitud
de 6 m; estos drenes deberán ir perforados en toda su longitud de forma que el agua se
evacue a través de ellos, y no a través del subsuelo, pudiendo generar procesos de arrastre,

y lavado de partículas, con la afectación probable de la estabilidad de las paredes por
erosión interna.
8.8.3 ESTANQUEIDAD
Como solución de drenaje se descarta explícitamente un sistema de filtros y sus sistemas
de evacuación hacia tanques de eyección bajo la estructura por las siguientes razones:
- Al costado norte del edificio de la Nueva Sede de la EDU, se encuentra La iglesia
de San Antonio, templo religioso de culto católico que cuenta con la cúpula más
grande la ciudad de Medellín, y que data en construcción los años 1874-1902.
- El drenaje permanente exige, sistemas de bombeos que generan altos costos en
AOM (administración, operación y mantenimiento).
- El drenaje permanente por el contexto urbano de la zona, probablemente
profundizará de forma permanente los niveles freáticos en la zona de influencia
inmediata y directa del proyecto bajo, y bajo la iglesia especialmente; pudiendo esto
conllevar procesos de consolidación, que generen asentamientos en la citada
edificación religiosa.
Por tanto, se recomienda antes de construido el edificio garantizar la estanqueidad del
hueco excavado para implantar el edificio y sus obras conexas, para lo cual se deberá
impermeabilizar las paredes y el fondo. Para ello se presentan dos alternativas
Alternativa I
Se recomienda que la impermeabilización se efectúe mediante la colocación de un conjunto
de geo-sintéticos de la siguiente forma:
- Contra el corte vertical del talud, una capa de geomembrana de espesor nominal
mayor 1 milímetro, una densidad mayor a 0.939 gr/cm3
, una resistencia al
punzonamiento mayor a 250 N, al rasgado mayor a 80 N, y a la elongación mayor a
27 kN/m.
- Paso seguido un geodren planar y una tubería corrugada de drenaje (pendiente
diseño hidráulico y sistema de evacuación de agua por el ingeniero hidrosanitario a
cargo de esta actividad en el proyecto), con un tamaño de abertura aparente menor
de 0.18 mm, un permisividad de 2.9 S-1
, una permeabilidad mayor de 0.44 cm/s, y
una evacuación de agua mayor a 8000 L/min/m2
. El espesor del geodren deberá ser
mayor a 7 mm, y deberá tener como resistencia a la tensión un valor de 700 kPa.
- Posterior se deberá instalar nuevamente una capa de geomembrana de espesor
nominal mayor 1 milímetro, una densidad mayor a 0.939 gr/cm3
27 kN/m.

- Y por último y como cuarta capa, se dispondrá un geotextil tejido, T2400 ó similar,
como elemento de protección contra punzonamiento de las geomembranas.
En la Figura 41 se esquematiza la configuración propuesta.
Figura 41. Alternativa de impermeabilización I
Alternativa II
Se recomienda que la impermeabilización se efectúe mediante la colocación de un conjunto
de geo-sintéticos de la siguiente forma:
- Contra el corte vertical del talud, una capa de geomembrana de espesor nominal
27 kN/m.
- Posterior se deberá instalar una capa de geomembrana bentonitica con un espesor
nominal mayor 6,4 milímetro, un contenido de bentonita de 5,3 kg/m2
, una
resistencia al punzonamiento mayor a 595 N, a la tensión mayor a 329 N, y una
permeabilidad mayor a 1x10-9
cm/s.
- Y por último y como cuarta capa, se dispondrá un geotextil tejido, T2400 ó similar,
como elemento de protección contra punzonamiento de las geomembranas.
En la Figura 42 se esquematiza la configuración propuesta.

Figura 42. Alternativa de impermeabilización II

9 RECOMENDACIONES DE CONSTRUCCIÓN
9.1 GENERALES
La interventoría del proyecto, debe dirigir y asesorar la construcción de la cimentación y
programar el procedimiento de excavación, verificar el estrato de apoyo, verificando que las
características del suelo correspondan a las descritas en este informe.
Se debe verificar que la losa de cimentación se encuentre apoyadas sobre un reemplazo
en concreto ciclópeo, en ningún momento esta podrá ser cimentada sobres materiales
expansivos, dispersivos o colapsables.
Para adelantar un control sobre el funcionamiento de la solución propuesta se requiere
cumplir los siguientes aspectos:
 Las excavaciones deberán ejecutarse con algún sistema de sostenimiento que
garantice la estabilidad local de la obra y de los trabajadores, para esto se propone
un sistema de soil nailing, cualquier cambio durante el procedimiento constructivo
deberá ser informado al interventor y/o ingeniero.
 Si se tienen dudas sobre la identificación de los suelos propuestos para servir de
apoyo a la infraestructura, se dará aviso oportuno a DEACIVIL S. A. S. para que
envíe uno de sus Ingenieros e instruya al profesional residente en la obra.
 No se debe permitir el ingreso de agua de escorrentía a los sitios excavados y
deberá tenerse continuidad en el proceso de la excavación, con el objeto de evitar
el remoldeo del suelo. Las excavaciones para las fundaciones no deben permanecer
expuestas a la intemperie. Si el vaciado no se puede realizar el mismo día en el que
se ejecuta la excavación se dejará el nivel unos 0,25 m por encima de la cota de
fundación, los cuales se retirarán antes de proceder a realizar el vaciado.
 El material proveniente de la excavación deberá ser retirado, de acuerdo con las
disposiciones especiales o según lo ordene el interventor.
 Se deberán construir pozos de almacenamiento en el fondo de la excavación.
Una vez elaborados los cálculos estructurales de la cimentación y los planos
correspondientes, deberá enviarse una copia a esta oficina para su revisión y para
recomendaciones que se estimen convenientes
 En los planos estructurales de las fundaciones deberán indicarse las cotas de
cimentación y capacidad admisible de soporte.
 Cualquier modificación, en las condiciones del subsuelo reportadas en este estudio
geotécnico, y/o cualquier variación en las condiciones estructurales proyectadas con
las cargas de servicio promedio, deberán ser informadas, para que esta oficina

advierta o ajuste en el caso que corresponda para las condiciones presentes en los
diferentes escenarios futuros.
 Deberán dejarse referencias visibles e identificables fácilmente, amarradas a la red
geodésica, alejado de la construcción de localización y nivelación conocida, que
permitan establecer los asentamientos de la estructura en cualquier momento. Una
vez la estructura sobresalga del nivel del piso se realizará la primera nivelación y
posteriormente en forma periódica, hasta la finalización de la obra. Los resultados
deberán irse enviando a esta oficina para su análisis e interpretación.
9.2 PARTICULARES
 Se debe hacer una prueba de estanqueidad una vez se ha instalado la membrana,
con el fin de probar la adecuada permeabilidad del sistema.
 Los traslapos termofundidos deben revisarse uno a uno.
 La preparación de la superficie donde se va a instalar la geomembrana así como su
instalación debe hacerla personal calificado para ello.
 Se debe tener cuidado de no causar deterioro en el material, como punzonamiento,
rotura por objetos corto punzantes, quemado de la superficie, etc. Por tanto las
barras del nail, como requisito del sostenimiento deberán quedar embebidos en el
terreno, en la capa de mortero que se proyecta en esta etapa de construcción.
 En caso de requerir dispositivos para la instalación como soportes y placas de
sujeción, éstos no deben tener bordes cortantes que produzcan debilitamiento del
material y rasgado prematuro del mismo.
 Se recomienda hacer pruebas preliminares para ajustar la temperatura del equipo
de calor.
 La membrana no debe ser expuesta a temperatura de instalación o servicio menor
a -10ºC o mayor a 60ºC.
 La geomembrana se debe colocar de tal forma que cubra toda el área de contacto
entre las paredes de la excavación y la estructura de concreto. Las juntas entre
rollos de geomembrana se deben sellar por termosoldado y se debe garantizar
mediante ensayos la completa impermeabilidad de las juntas.

10 ESPECIFICACIONES TÉCNICAS DE CONSTRUCCIÓN
10.1 SOIL NAILING
El refuerzo mediante soil nailing se realiza reforzando el suelo existente al instalar varillas
de acero corrugadas en taludes o cortes de suelo. Las varillas inyectadas son instaladas
para crear una masa de suelo estable, que permita realizar la excavación vertical en
condiciones seguras para la obra y el trabajador.
Este procedimiento consiste en la ejecución por fases de la excavación, dejando siempre
el nivel superior debidamente asegurado con los pernos antes de continuar con la siguiente
fase de excavación.
a) Se inicia la excavación vertical con pequeños cortes, de 1.0 a 2.0 m de altura.
b) A continuación, se perforan pequeños orificios en el terreno a percusión con martillo
hidráulico de rotopercusión, estas perforaciones se realizan a distancias entre 1m,
permitiendo realizar la excavación de forma segura.
c) Instalación de barras de acero corrugado en diámetros #8 (25 mm).
d) Vaciado de morteros de cemento y malla hexagonal en el talud, fijada mediante clavos
de 1 m de profundidad (barras de ½” de acero corrugado, con gancho de 20 cm,
dispuestos cada 2 m en cada dirección), en la pared de la excavación.
e) El proceso se continúan en forma similar, cortando hacia abajo en fajas hasta alcanzar
el nivel final de excavación.
A partir de la profundidad a la cual se encuentre el nivel freático, se deberá complementar
este sistema con drenes sub horizontales, cuya disposición se definirá en obra.
De acuerdo a las condiciones del rendimiento que ofrezcan los diferentes contratistas
invitados a proponer para estas obras, se deberá por parte del Constructor encargado del
proyecto, verificar el número de cuadrillas requeridas para lograr las metas físicas y
cronológicas proyectadas en el inicio de las obras.
10.2 GEOMEMBRANA
Las geomembranas se utilizan como elemento fundamental de estanqueidad y
revestimiento, son hechas a base de polietileno, material termoplástico semicristalino que
posee buenas propiedades mecánicas, gran inercia química, alta aislación eléctrica, apolar,
no absorbe humedad, es inodoro e inerte fisiológicamente.
La geomembrana de polietileno está específicamente diseñadas para condiciones
expuestas, posee alta fuerza tensible y resistencia química, excelente rigidez. Propiedades
de baja temperatura para almacenamiento de líquidos y sólidos, resistencia a la radiación
U.V. (2-3% negro de humo).
No contienen aditivos que puedan evaporarse y causar deterioro a medida que pasa el
tiempo. Tienen una aplicación generalizada como elemento de estanqueidad en la

contención de líquidos, además son termofusionables, características que se pueden
apreciar en la Figura 43.
Figura 43. Especificaciones para geomembrana de polietileno HDPE
El procedimiento es el siguiente: el material debe sellarse por termofundido con equipos de
aire caliente. Generar un traslapo de mínimo 5 cm de ancho, la membrana debe estar limpia
y seca antes de iniciar las operaciones de soldado.
Utilizar equipos adecuados de calor para realizar las uniones; luego presionar
inmediatamente sobre la soldadura con un rodillo de neopreno para mejorar la unión de las
dos membranas. Hacer un control estricto del traslapo con el fin de asegurar una unión
adecuada. Como recomendaciones particulares se presentan en este caso las siguientes:
- Se debe hacer una prueba de estanqueidad una vez se ha instalado la membrana,
con el fin de probar la adecuada permeabilidad del sistema.
- Los traslapos termofundidos deben revisarse uno a uno.
- La preparación de la superficie donde se va a instalar la geomembrana así como su
instalación debe hacerla personal calificado para ello.
- Se debe tener cuidado de no causar deterioro en el material, como punzonamiento,
rotura por objetos corto punzantes, quemado de la superficie, etc. Por tanto las

barras del nail, como requisito del sostenimiento deberán quedar embebidos en el
terreno, en la capa de mortero que se proyecta en esta etapa de construcción.
- En caso de requerir dispositivos para la instalación como soportes y placas de
sujeción, éstos no deben tener bordes cortantes que produzcan debilitamiento del
material y rasgado prematuro del mismo.
- Se recomienda hacer pruebas preliminares para ajustar la temperatura del equipo
de calor.
- La membrana no debe ser expuesta a temperatura de instalación o servicio menor
a -10ºC o mayor a 60ºC.
- La geomembrana se debe colocar de tal forma que cubra toda el área de contacto
entre las paredes de la excavación y la estructura de concreto. Las juntas entre
rollos de geomembrana se deben sellar por termosoldado y se debe garantizar
mediante ensayos la completa impermeabilidad de las juntas.
10.3 GEODRÉN PLANAR
El geodrén planar es un sistema conformado por geo textiles no tejidos punzonados por
agujas y geored de polietileno de alta densidad (HDPE), cuyas características se
Figura 44. Especificaciones para geodrén planar

El geotextil cumple la función de filtración, reteniendo las partículas del suelo y permitiendo
el paso de los fluidos. La geored por su parte, es el medio drenante encargado de
transportar el agua que pasa a través del filtro. El geodrén planar es el sistema más
adecuado para captar y conducir los fluidos en su plano hacia un sistema de evacuación
10.4 GEOTEXTIL T 2400 O SIMILAR
Los geotextiles tejidos, se compone de hilos de polipropileno de alta tenacidad, que están
tejidas en una red estable de manera que las fibras mantienen su posición relativa, es un
material inerte a la degradación biológica y resistente a los productos químicos encontrados
en forma natural, álcalis y ácidos y además cuenta con propiedades de resistencia
mecánica y excelente desempeño hidráulico. En la Figura 45 se presentan las
características de estos geotextiles.
Figura 45. Especificaciones para geotextil tejido
10.5 CONCRETOS DE BAJA PERMEABILIDAD
Se recomienda lograr concretos de baja permeabilidad para las losa de fundación del
edificio, y a su vez para los muros perimetrales de todo el sótano en términos generales.

Para lograr estos concretos se deben utilizar aditivos impermeabilizantes que actúan frente
a la penetración de agua bajo presión (disminuyendo el coeficiente de permeabilidad de
Darcy) o impidiendo el transporte de líquidos al interior del material por capilaridad o
difusión.
En el caso particular de los líquidos que pueden penetrar la red porosa del concreto por
permeabilidad, adsorción y la absorción capilar.
Lo anterior depende sobretodo del tamaño de los poros mientras que la difusión depende
principalmente de la interconexión de la red porosa.
Los aditivos impermeabilizantes actúan frente a la penetración de agua bajo presión o
impidiendo el transporte de líquidos al interior del material por capilaridad o difusión y de
acuerdo a las normas europeas se denomina un concreto de baja permeabilidad aquel que
bajo el ensayo de presión de agua (EN 12390-8), en la que se somete una probeta a una
presión de 50 m de agua durante 72 horas, la penetración máxima del frente de humedad
es menor a 30 mm. Igualmente un concreto de baja permeabilidad debe cumplir con una
capacidad de absorción capilar inferior a 6 g/m2 h (SIA 262-Anexo1).
La norma colombiana NTC 4483 clasifica los concretos de acuerdo a su permeabilidad
empleando el coeficiente de Darcy así:
Figura 46. Criterios de clasificación de permeabilidad para un concreto
Los poros importantes para la permeabilidad son aquellos poros capilares con un diámetro
de al menos 120 nm y deben ser continuos. Sobre esta geometría de poros es que ambas
tecnologías de aditivos actúan eliminando la posibilidad de penetración de un líquido.
Los aditivos Sika®-1 o Sika®-100 WT pueden ser usados ambos en concreto como en
mortero y su efecto es triple para impedir la penetración de líquidos, el Sika®-1 es un aditivo
líquido para preparar morteros impermeables y durables que actúa como impermeabilizante
integral taponando poros y capilares en morteros.
10.6 GEOCOMPUESTOS BENTONÍTICOS
La geomembrana de arcilla geosintética es un compuesto reforzado punzado con agujas
conformado de una capa uniforme de bentonita de sodio granular encapsulada entre un
geotextil no-tejido de hilada reforzada y un geotextil no-tejido virgen de fibras cortas

engrapadas. Las fibras punzadas con agujas térmicamente fusionadas en el geotextil no-
tejido inferior tipo hilado reforzado para aumentar el refuerzo de la unión.
Soporta la inclemencia del tiempo y resiste los daños relacionados con la construcción,
brindando una protección impermeabilizante durante la vida útil de la estructura. En la
Figura 47 se describen las especificaciones de esta geomembrana.
Figura 47. Especificaciones para geocompuestos bentoníticos

11 CANTIDADES DE OBRA PARA SISTEMA DE EXCAVACIÓN
ITEM DESCRIPCION UND CANT.
PRELIMINARES
101 Localización, trazado, replanteo y control topográfico Ha. 1.00
EXCAVACIONES Y SOIL NAILING
201
Excavación mecánica de material común para la construcción de sistema
de fundación y sótanos en material heterogéneo bajo cualquier grado de
humedad. Medido en sitio. Incluye cargue, transporte y botada de material.
m3
2608,04
202
Suministro, transporte y colocación de barras de acero corrugadas  =1’’ de
6m de longitud, espaciadas cada metro.
m 3318
203
Suministro, transporte y colocación de dren sub horizontal. Incluye tubería
PVC perforada  =2’’ y geotextil NT2000
m 3318
204 Suministro, transporte y colocación de malla hexagonal electrosoldada m2
986,18
205 Suministro, transporte y colocación de concreto mortero e=10 cm m3
66,81
IMPERMEABILIZACIÓN ALTERNATIVA I
301
Suministro, transporte y colocación de geomembrana de espesor nominal
punzonamiento mayor a 250 N, al rasgado mayor a 80 N, y a la elongación
mayor a 27 kN/m.
m2
2528,12
302
Suministro, transporte y colocación de geodren planar, con un tamaño de
abertura aparente menor de 0.18 mm, un permisividad de 2.9 S-1, una
permeabilidad mayor de 0.44 cm/s, y una evacuación de agua mayor a
8000 L/min/m2, con espesor mayor a 7 mm, y resistencia a la tensión de
700 kPa.
m2
1264,06
303 Suministro, transporte y colocación de tubería perforada en PVC m 81,48
304 Suministro, transporte y colocación de geotextil tejido, T2400 ó similar. m2
1264,06
IMPERMEABILIZACIÓN ALTERNATIVA II
501
Suministro, transporte y colocación de geomembrana de espesor nominal
punzonamiento mayor a 250 N, al rasgado mayor a 80 N, y a la elongación
mayor a 27 kN/m.
m2
1264,06
502
Suministro, transporte y colocación de capa de geomembrana bentonitica
con un espesor nominal mayor 6,4 milímetro, un contenido de bentonita de
5,3 kg/m2, una resistencia al punzonamiento mayor a 595 N, a la tensión
mayor a 329 N, y una permeabilidad mayor a 1x10-9 cm/s.
m2
1264,06
503 Suministro, transporte y colocación de geotextil tejido, T2400 ó similar. m2
1264,06

12 CONCLUSIONES
1. El edificio de la nueva sede de la empresa de desarrollo urbano EDU es una estructura
conformada por ochos pisos cuya uso será de oficinas y dos niveles de sótanos, el
arreglo estructural está constituido por 10 ejes de carga, con una carga máxima de
1771.82 tonf para el eje más cargado, de acuerdo a la información suministrada por el
ingeniero estructural del proyecto.
2 La zona de estudio está conformada por depósitos del fondo del valle generados por el
río Aburrá y algunos de sus afluentes. Están constituidos por diversos materiales, que
incluyen arcillas, limos, arenas, gravas gruesas y fragmentos rocosos heterogéneos
composicionalmente estratificados con continuidad horizontal variable.
3 El programa de investigaciones de campo para la caracterización del subsuelo y la
determinación de las condiciones físico-mecánicas se conformó por:
 Seis (6) perforaciones a rotopercusión con recuperación de muestras.
 Dos (2) Línea sísmica MASW (ondas superficiales).
4 Al laboratorio de geotecnia se llevaron especímenes de suelo, para practicarle ensayos
humedad, límites de consistencia, lavado sobre No.200, compresión simple,
consolidación unidimensional de los suelos y corte directo, que permitieran caracterizar
los geomateriales identificados en la exploración de campo.
5 El perfil estratigráfico está conformado por tres horizontes en la zona de estudio, los
cuales constituyen principalmente el material aluvial de un afluente del Río Medellín, el
primer horizonte corresponde a un depósito antrópico que alcanza un espesor de 4m
aproximadamente, de color pardo rojizo, de matriz arenosa con fracciones arcillosas de
color gris. El segundo horizonte compuesto por un depósito aluvial fino, de matriz limo
arenosa de color pardo amarillento, con motas grises café oscuras y negras, un espesor
variable entre 5 y 7m a lo largo del tramo de estudio, a partir de esta profundidad se
encuentra una variación de este depósito aluvial fino a medio, conformado por una
matriz arcillo arenosa de color pardo rojizo con tonalidades grises, dentro de la cual se
encuentran fragmentos de anfibolita con tamaños de hasta 7cm, sub angulosos, frescos
a levemente meteorizados. A partir de los 15m de profundidad se aprecian
intercalaciones del depósito aluvial fino y el aluvial medio.

En la Tabla 8 se presenta el perfil estratigráfico que se desarrolla en la zona de estudio
con sus respectivas propiedades mecánicas determinadas a partir de la media
estadística de los resultados de los ensayos de laboratorio realizados.
Tabla 8. Resumen propiedades mecánicas del perfil estratigráfico, obtenidas de ensayos de laboratorio.
Estrato Profundidad (m) Cohesión (kPa) Ángulo de fricción Peso unitario (kN/m3)
Depósito antrópico 0,15 a 4,0 15,4 9 17,8
Depósito aluvial fino 4,0 a 9,0 16,5 15 18,6
Depósito aluvial medio 9,0 a 16 18,2 21 17,2
6 De acuerdo con los registros de perforación el nivel freático se encontró fluctuando entre
5 y 9m de profundidad.
7 Según la clasificación de la NEHRP (1993), NSR10 y los resultados obtenidos, se
encuentra que la variación de la velocidad de propagación de onda Vs esta entre 200
m/s y 280 m/s, que clasifica estos suelos como un perfil tipo D.
8 De acuerdo a las características del proyecto, las cargas transmitidas y las dificultades
previstas para el proceso constructivo, dadas las características del suelo se
recomienda diseñar una losa de cimentación como sistema de fundación mediante la
cual se reparta el peso de la estructura y el peso propio de la losa sobre toda la
superficie de apoyo distribuyendo los esfuerzos uniformemente.
9 Además de las cargas que serán transmitidas al terreno se deberá contrarrestar la
contrapresión el efecto empuje del agua subterránea estimada en 5ton/m2
.
10 La capacidad admisible del suelo de cimentación es de 𝒒𝒂 = 𝟒𝟔𝟏𝒌𝑵/𝒎 𝟐
utilizando un
factor de seguridad de 3.
11 Los asentamientos máximos esperados son del orden de 3,9cm. Con el fin de generar
una superficie de contacto uniforme entre la losa y el suelo de apoyo se recomienda
realizar un reemplazo en la base de la excavación de toda el área de estudio, esto para
la zona de oficinas y acceso a los sótanos. Como producto de la excavación se espera
presencia abundante de agua, por esta razón se recomida un reemplazo en concreto
ciclópeo de un espesor aproximado de 80 cm.

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