D 1202 Hoofdkantoor voor Robeco-groep, Utrecht

Auteurs:
ir. K.A. Brink
ir. M.C.W. Kimenai
ing. E. Smienk
ABT Adviesbureau voor Bouwtechniek bv

Locatie
Rotterdam, Churchillplein; op de hoek van de Coolsingel en de West Blaak (zie figuur D 12-12)

Figuur D 12-12
Situatietekening

Kenmerken van het gebouw
Het gebouw bestaat uit 22 opgaande lagen; het wordt op twee plaatsen verjongd (zie figuur D 12-14). De eerste keer op de vijfde verdieping ter plaatse van en op dezelfde hoogte als het historische monument 'het Schielandhuis' (25,26 m boven NAP) en de tweede keer aan de Blaakzijde op de elfde verdieping (49,02 m boven NAP). Een bijzondere architectonische accentuering van de hoogbouw vormen de opgaande glazen schachten in de inwendige hoeken van het gebouw. De ondergrondse parkeergarage bestaat uit twee lagen. Het geheel is als betonskelet uitgevoerd, met een centraal geplaatste betonnen kern die doorloopt tot op de onderste keldervloer (5,0 m onder NAP).

Figuur D 12-14
Principedoorsnede van de nieuwbouw

Randvoorwaarden voor het ontwerp
Een specifieke randvoorwaarde voor dit project werd gevormd door de beschikbare bouwplaats, die nauwelijks groter was dan de nieuwbouw zelf, en de twee direct ernaast gelegen voor vervormingen zeer gevoelige bebouwingen (zie figuur D 12-15). Deze twee belendingen waren het op circa 15,5 m gelegen Schielandhuis en de metrotunnel onder de Blaak, die op circa 2,0 m afstand van de kelderwand is gelegen.

De door de gemeente Rotterdam gestelde maximale verticale lange-duur zetting ter plaatse van de metrobuis bedroeg 14 mm, terwijl voor de horizontale vervorming van de bouwputwanden een verplaatsing van maximaal 18 mm toelaatbaar werd gesteld. Voor het op houten palen staande Schielandhuis golden als eisen geen verlaging van de freatische grondwaterstand en een trillingsbeperking tot een snelheidsniveau van 3 mm/s, conform DIN 4150, Teil 3 te meten op het Schielandhuis zelf.

De ondergrond

Opbouw van de bodem
Voor het verkennen van de ondergrond is ter plaatse van het gebouw een uitgebreid grondonderzoek uitgevoerd, bestaande uit 38 sonderingen tot 25 m onder maaiveld, 4 sonderingen tot 50 m onder maaiveld en 10 boringen.

Figuur D 12-16
Representatieve sondeergrafiek

Figuur D 12-16 geeft een representatieve sondering weer. Op basis van de resultaten van het grondonderzoek kan de ondergrond vanaf maaiveld (verlopend van 3,7 m boven NAP naar 1,4 m boven) globaal als volgt worden geschematiseerd:

Figuur D 12-17
De bodemgesteldheid

In geohydrologisch opzicht kan de ondergrond ten behoeve van dit project worden geschematiseerd tot een vier-lagen systeem, te weten:

Grondwaterstanden
De freatische grondwaterstand in het bovenpakket wordt aangetroffen op circa NAP. Op circa 50 m ten zuidoosten van het bouwterrein ligt de Leuvehaven, die in verbinding staat met de Nieuwe Maas. Via grondaanvullingen naast de metro stond het freatisch grondwater op het bouwterrein dan ook in verbinding met het oppervlaktewater.

De gemiddelde stijghoogte van het grondwater in het pleistocene watervoerende pakket ligt op circa 1,5 m onder NAP, maar is in het verleden door bemalingactiviteiten in de omgeving veel lager geweest (3,5 m onder NAP).

Het ontwerp van de kelder
Voor het maken van de kelders en de fundering van het gebouw was een bouwput met een diepte van 9 tot 11 m vanaf maaiveld noodzakelijk. Door rondom de bouwput damwanden te slaan en deze tot in de waterremmende laag op ca. 16,5 m onder NAP door te zetten, kon de freatische grondwaterstand in de omgeving gehandhaafd blijven. Om opbarsten van de bouwputbodem en welvorming te voorkomen was een spanningsbemaling van het diepe grondwater onder de waterremmende laag nodig. De horizontale krachten dienden binnen in de bouwput opgenomen te worden. Het aanbrengen van groutankers was namelijk onmogelijk door de aanwezigheid van de metrobuis aan de zijde van de Blaak en een metrostation aan de Coolsingel.

Bouwputbegrenzing
Vanwege de gestelde eisen en het feit dat langs de metrozijde de maximale horizontale vervorming van de bouwputwand niet meer dan 18 mm mocht bedragen, kwamen twee oplossingen in aanmerking. Als eerste een uitvoering met onderwaterbeton en een dubbel damwandscherm; als tweede een oplossing met een op twee niveaus overstempelde bouwput. In het laatste geval zouden de deformaties met behulp van vijzels moeten worden beheerst/gecompenseerd.

Toen HBM als hoofdaannemer in het bouwteam werd opgenomen, werd in eerste instantie gekozen voor horizontale stalen stempels op twee niveaus, in combinatie met een zeer zware stalen damwand. De voorgespannen stempels lagen in twee loodrecht op elkaar staande richtingen. Vooral het onder actieve druk zetten door middel van hydraulische vijzels, hetgeen nodig is om de vervormingen te verminderen en het feit dat een rechthoekig stempelraam niet 'paste' bij de bouwputvorm, zou tot een hoog staalverbruik leiden.

De kosten zouden verder stijgen door kostbare verbindingen ten gevolge van de vele schuine hoeken van de bouwput en door additionele hulpconstructies ten behoeve van grondafvoer en materiaalaanvoer, alsmede door de wenselijkheid om openingen van voldoende grootte te hebben voor de aanvoer van betonstaal.

Als alternatief voor de twee stalen stempelramen is door het ABT een variant met twee stempelramen in beton bestudeerd. Bekend is dat beton een minder kostbaar bouwmateriaal is en eenvoudiger in moeilijke geometrische vormen te verwerken is dan staal. Een stempelconstructie heeft echter een tijdelijke functie en dient weer te worden gesloopt, hetgeen in het algemeen als kostbaar wordt bestempeld. Door verdere optimalisering van het betonnen stempelraam zijn de kosten ten opzichte van staal hier echter tot minder dan de helft gereduceerd. Deze optimalisatie bestond uit:

De figuren D 12-18 en D 12-19 tonen de vormgeving van respectievelijk het stalen en het betonnen stempelraam.

Figuur D 12-18
Vormgeving stalen stempelraam

Bemaling van de bouwput
Ter voorkoming van opbarsten van de bouwput diende de waterdruk tegen de onderkant van de afsluitende lagen op een niveau van 16,7 m onder NAP verlaagd te worden totdat deze in evenwicht was met de resterende gronddruk na ontgravingen. Hierbij diende rekening te worden gehouden met het feit dat de gevonden volumieke massa's en laagdikten die ter plaatse van een boring gevonden zijn, van plaats tot plaats kunnen verschillen. Aan de aanwezigheid van de circa 475 vooraf geheide prefab funderingspalen kan een extra veiligheid ontleend worden; dit is echter, gezien de diepte van de bouwput en de beperkte dikte en variërende samenstelling van de holocene lagen, uit verzekeringstechnisch oogpunt niet in rekening gebracht.

De bemaling zou in werking gesteld worden tijdens het in den droge ontgraven van de bouwput. Nadat de gemiddeld 2 m dikke funderingsplaat gestort en voldoende verhard zou zijn en de opwaartse druk via deze plaat naar de trekpalen zou kunnen worden afgevoerd, zou de spanningsbemaling beëindigd kunnen worden. De totale verwachte bemalingsduur werd hiermee slechts 4 maanden. De te verwachte bemalingshoeveelheden waren sterk afhankelijk van de samenvallende spanningsbemalingen ten behoeve van de spoortunnel aan de Jacobsplaats/Binnenrotte en de nieuwbouw voor Nationale Nederlanden aan het Weena. Op basis van de theorie van De Glee werd het debiet berekend op een totaalwaarde van ca. 432.000 m³ indien geen verdere bemalingen in de omgeving worden uitgevoerd en 205.000 m³ indien wel gelijktijdig andere bemalingen functioneren. Besloten werd om vier diepwelbronnen te plaatsen rondom de bouwput met filters tussen 20 m onder NAP en 30 m onder NAP.

Om eventuele schade aan bebouwing in de omgeving te voorkomen, werd als eis gesteld dat de stijghoogte niet verder zou worden verlaagd dan in het verleden al eens voorgekomen was. Uit de peilbuiswaarnemingen bleek dat in het verleden al eens langere tijd een vergelijkbare verlaging was voorgekomen, waardoor aanvullende maatregelingen achterwege gelaten konden worden. Wel zou, aan de hand van een zestal peilbuizen, verdeeld over een straal van 500 m, de stijghoogte regelmatig gecontroleerd dienen te worden.

Het opgepompte water zou via een leiding geloosd kunnen worden op de Leuvehaven, waartoe bij de beheerder, Rijkswaterstaat, een lozingsvergunning is aangevraagd, vergezeld van een grondwateranalyse.

Alhoewel rondom de bouwput een gesloten stalen damwand zou worden geplaatst, bestond toch de mogelijkheid dat de freatische grondwaterstand in de directe omgeving verlaagd zou worden. Een dergelijke verlaging is niet toegestaan, omdat hierdoor schade aan de houten palenfundering van bijvoorbeeld het Schielandhuis zou kunnen ontstaan. Om schade te voorkomen moest er dan ook tussen de damwandkuip en het Schielandhuis een retourbemaling geïnstalleerd worden. Om verstopping van de retourfilters te vermijden werd met leidingwater geïnfiltreerd. In de bewaking van de freatische grondwaterstand werd voorzien door het regelmatig opnemen van de waterstand in een drietal ondiepe peilbuizen, waarvan de filters tussen 3 m onder NAP en 4 m onder NAP liggen.

Het ontwerp van de fundering
Het principe dat op palen moet worden gebouwd, is voor dit Rotterdamse gebied algemeen een vaststaand gegeven. Indien het inheiniveau enige meters in het pleistocene zandpakket zou worden gekozen, zou de ontwikkelde positieve kleef in dit vaste pakket mede in het draagvermogen kunnen worden betrokken. Op deze manier kunnen relatief hoge paalbelastingen worden toegelaten, die ook nodig zijn, gezien het totale gebouwgewicht van 500.000 kN, waarvan bijna de helft via de centrale kern wordt afgedragen. Gelet op de constructieve samenstelling van de te realiseren bouwmassa dient de fundering een zo stijf mogelijk onderdeel van het gehele bouwconcept uit te maken, met een minimaal verschil in elastisch gedrag op de overgang tussen het hoogbouwgedeelte en de kelderlagen.

Gekozen is voor een onderheide funderingsplaat die 2,5 m dik is ter plaatse van het kerngedeelte (25 × 40 m²) en naar de kelderwand afneemt tot 1,5 m.

Een belangrijk aspect bij de keuze van het funderingsprincipe vormt de noodzaak om de tijdsafhankelijke deformaties ten gevolge van korrelspanningsverhogingen in de beneden 35 m onder NAP aangetroffen leem/kleilaag (laag van Kedichem) tot een minimum te beperken, gezien de twee voor vervormingen zeer gevoelige bebouwingen in de directe omgeving. In dit kader is in een eerder stadium overwogen om te funderen op diepwandpanelen met een lengte van 60 tot 80 m.

De realisatie van de twee diep gelegen kelderlagen heeft echter een gunstig effect op het grondspanningsevenwicht in de directe omgeving. Door enerzijds de gewichtreductie vanwege het uitgraven van de grond tot gemiddeld 7,0 m onder NAP (2950 m² × {2,55 m × 18 kN/m³ + 7,0 m × [15-10] kN/m³ } ≈ 238.500 kN) en anderzijds de opwaarts gerichte waterdruk tegen de keldervloer (2950 m² × 7 m × 10 kN/m³ ≈ 206.500 kN), wordt nagenoeg het complete gebouwgewicht gecompenseerd.

Om de deformaties van het gebouw zoveel mogelijk te beperken diende de belasting zo gelijkmatig mogelijk in de ondergrond gespreid te worden. Deze belastingspreiding is echter ongunstig voor de zettingen van de metro en het Schielandhuis. Door middel van een 'eindige elementen model' van de funderingconstructie, waarin onder meer de invloed van de funderingsplaat, het palenveld en de bodemopbouw wordt meegenomen, is de langeduur zetting van de metro berekend op ca. 4 mm.

Gezien het benodigde stijve gedrag van de fundering kwam alleen een grondverdringend paalsysteem in aanmerking, waarbij door het inbrengen van de paalelementen een zekere opspanning van de grond wordt gerealiseerd. Op basis van kostenoverwegingen is gekozen voor geheide geprefabriceerde voorgespannen betonpalen vierkant 450 mm. Dit ondanks het feit dat hierdoor enige geluid- en trillingshinder in de uitvoeringsfase zou ontstaan. Bij het inheiniveau van gemiddeld 20,5 m onder NAP bedraagt de toelaatbare paalbelasting circa 1.500 kN.

In de eindfase rust de bovenbouw als het ware op een grote caisson. De palen vervulden hun dragende functie met name in de bouwfase in verband met de beperkte opwaartse waterdruk. Voorts worden de palen belast onder invloed van wind, alsmede bij extreme bemaling onder en naast het gebouw. Bovendien spreiden de funderingspalen de gebouwbelasting naar de diepere bodemlagen, zodat de zettingen worden beperkt.

De uitvoeringspraktijk
Het werk is in verschillende fase uitgevoerd, zoals in figuur D 12-20 schetsmatig is weergegeven.

Figuur D 12-20
Schematische weergave van de fasering van de uitvoering

Fase 1: Heiwerk
Damwand
Op 28 oktober 1988 is men gestart met het inbrengen van de samengestelde damwandplanken Larssen 430, een uit Larssen 43 samengesteld profiel met een constructiehoogte van 750 mm, met trilapparatuur Hitec M 100 met een slagkracht van 1.650 kN. Alle damwandplanken werden tot 7 m onder NAP voorgeboord om eventuele oude funderingsresten te lokaliseren. Bij het voorboren werd de grond niet verwijderd, maar werd een bentonietspoeling met de grond vermengd.

Het inbrengen voorlangs het Schielandhuis vond plaats met een hydrohamer S35 om de trillingen te beperken. Deze trillingen werden gedurende het gehele heiwerk gemeten op een zestal verschillende plaatsen aan het Schielandhuis, op een hoogte van 1 m boven maaiveld en circa 15 m boven maaiveld. De maximaal gemeten trillingssnelheden kwamen niet boven de 2,36 mm/s uit; het werk verliep soms zeer zwaar, en sommige planken konden niet op diepte getrild worden en moesten nageheid worden. Opvallend was hierbij dat het stopzetten van het trilblok vaak maatgevender was dan het intrillen van de planken zelf (destijds waren er nog geen variabel-moment trilblokken beschikbaar). Er waren geen grote verschillen aan te geven in trillingsniveaus tussen heien van planken en intrillen van planken.

Langs de metrozijde werd voorgeboord en geïnjecteerd met een bentonietcement spoeling, daar deze damwandplanken niet meer getrokken konden worden, gelet op de strenge horizontale vervormingseisen. Bovendien werd de laatste 6 m niet getrild maar met een Delmag 36 nageheid.

Funderingspalen
Op 15 november 1988 is men begonnen met het heien van de 475 funderingspalen vierkant 450 mm, die voorzien waren van een meetdraad ter controle op breuk. Doordat de palen werden ingebracht voor ontgraven, dus vanaf een werkniveau op ca. 2,5 m boven NAP en de paalkop afgeheid diende te worden op ca. 6,0 m onder NAP, moest met zeer lange oplanger (8 à 9 m) worden geheid. Het heiwerk is in twee fasen uitgevoerd; het voorheien met een hydrohamer tot 1 m boven maaiveld en het diepheien met een Delmag D46 en een stalen hulpbuis van uitwendig Ø 320 mm met een wanddikte van 60 mm. Voorafgaand aan het heiwerk werden de palen tot 7 m diepte voorgeboord, deze keer wel met grondverwijdering.

Vooral het op diepte heien van de palen was een zwaar karwei, waarbij de oplanger tot 4 keer toe is gebroken en er in totaal 8 palen zijn gebroken. Uiteindelijk heeft men de hardhouten heimuts vervangen door een met kunststof gevulde heimuts, waarna de problemen verholpen waren. Voor de ondersteuning van de stempelramen zijn prefab hulppalen vierkant 320 mm aangebracht met behulp van een Hera 45 blok. Met deze stelling zijn ook de vervangende palen, 2 stuks vierkant 320 mm per gebroken paal vierkant 450 mm, geheid.

Na het heien is een viertal controle-sonderingen gemaakt, waaruit blijkt dat vanaf circa 18,5 m onder NAP een zeer sterke verdichting van het zandpakket is opgetreden, waarbij conusweerstanden van 80 MN/m² zijn gemeten.

Tijdens het heien van de palen werden geen trillingssnelheden gemeten groter dan 1,35 mm/s. Het inbrengen van de damwandplanken veroorzaakte grotere trillingen aan het Schielandhuis dan het heien van de funderingspalen. Dit is te verklaren door de dempende werking van het damwandscherm.

Aan de metrobuis werd door de RET een niet voorziene horizontale verplaatsing van circa 14 mm van de bouwput af gemeten. Mogelijk is deze naar buiten gerichte verplaatsing het gevolg van de horizontale verdringing van de grond door het inheien van de prefab palen vanaf maaiveld.

Een andere mogelijke verklaring is dat het aanvulzand naast de metrobuis tijdens het intrillen van de damwanden is verweekt, waardoor een sterke horizontale vloeistofdruk is ontstaan.

Fase 2: Ontgraven tot 0,3 m onder NAP
De bouwput werd na de heiwerkzaamheden ontgraven tot 0,3 m onder NAP, waarbij binnen de bouwput de freatische grondwaterstand werd verlaagd tot 0,8 m onder NAP. Op de ontgravingsdiepte werd het betonnen bovenstempelraam aangebracht, waarbij een eenvoudige bekisting van spaanplaat werd toegepast (zie figuur D 12-15). Ten behoeve van verdere ontgraving werden Baileybruggen geplaatst. Deze rustten op stalen balken die direct hun belasting afdroegen aan de verticale heipaal-ondersteuning van het stempelraam.

Fase 3: Bovenstempel onder druk zetten
Na het storten en uitharden van de betonnen bovenstempelraam tot een kwaliteit van B25 werd met behulp van platte Freyssinetvijzels tussen een dubbel uitgevoerde gording de damwand ter plaatse van de metrobuis beheerst en gefaseerd onder druk (300 kN/m) gezet. Dit geschiedde door trapsgewijze opvoering van de druk in de vijzels, waarbij steeds 's nachts de verplaatsing van de metrobuis werd gemeten. De verplaatsing van de damwand bij de metrobuis is gemeten met behulp van hellingmeetbuizen die aan de damwandplanken bevestigd waren.

Fase 4: Ontgraven tot 4,4 m onder NAP
Vervolgens werd ontgraven tot 4,4 m onder NAP, waarna het onderste betonnen stempelraam werd aangebracht. De freatische grondwaterstand binnen de bouwput is daarbij verlaagd tot 4,9 m onder NAP. De verplaatsing van de damwand is door middel van de hellingsmeetbuizen vastgelegd. Het onderstempelraam is gestort en verhard tot B35. De spanningsbemaling van het diepe water werd vervolgens gestart.

Fase 5: Onderstempel onder druk zetten
De platte vijzels tussen de dubbele randgording werden trapsgewijs opgevoerd tot 700 kN/m, waarbij de verplaatsing van de metro en de damwand werd gemeten.

Fase 6: Ontgraven tot 7,5 m onder NAP
Inmiddels was de stijghoogte van het diepe spanningswater onder de bouwput verlaagd tot 5,0 m onder NAP en werd het bovenwater in de put verlaagd tot 8,0 m onder NAP. Uit metingen bleek dat de verschillende bemalingen in de stad elkaar flink beïnvloedden. Daarna kon ontgraven worden tot 7,5 m onder NAP. Ten slotte werd 0,5 m strooksgewijs extra ontgraven voor het aanbrengen van drainagezand.

Fase 7: Aanbrengen keldervloer
De koppen van de funderingspalen voor het gebouw werden afgehakt en de werkvloer werd aangebracht. De dikke keldervloer is in twee lagen gestort. Vanwege de relatief slappe ondergrond ter plaatse is eerst een drukverdelende betonvloer van 500 mm dikte aangebracht, die met de tweede laag later één geheel vormde. Toen de keldervloer voldoende was uitgehard, kon de spanningsbemaling, na 18 weken te hebben gewerkt en in totaal 430.000 m³ water te hebben te hebben, worden stopgezet.

Fase 8: Slopen stempels en opbouw kelderdoos
Na het uitharden vormde de keldervloer een zeer zwaar stempelraam, zodat de twee betonnen stempelramen niet meer nodig waren. Door het stijve damwandprofiel was de uitkragende lengte van 6 à 7 m opneembaar.

De stempelramen zijn met hydraulische scharen doorgeknipt. De overgebleven stukken zijn evenals de gordingen op traditionele wijze met een stalen bal tot kleine brokken geslagen, zodat het betonstaal kon worden gescheiden. De volgorde van het slopen heeft op een zodanige wijze plaatsgevonden dat een plotselinge ontlasting van de damwand aan de metrozijde werd vermeden. Door te starten met het slopen van de stempels aan de zijde tegenover de metrobuis, zorgde het overgebleven raamwerk van gordingen, stempels en hulppalen voor een gedeeltelijke belastingafdracht naar de zijkanten van de bouwput, om er zodoende voor te zorgen dat de damwand zich geleidelijk verplaatste. Op deze manier is een bouwput ontstaan zonder belemmeringen voor de verdere uitvoering van de kelderdoos tot en met de begane-grondvloer.

Fase 9: Opbouw bovenbouw
Toen het gebouw in verband met opdrijven op voldoende hoogte was, is de bemaling in de bouwput, die bedoeld was om het kwelwater onder de keldervloer op te vangen, gestopt. Wegens ruimtegebrek en het zware inbrengwerk van het damwandscherm en dus ook zwaar uittrekwerk met bijbehorende trillingen, is besloten om de damwand toch maar in de grond achter te laten.

Vervormingen
De verplaatsing van de damwand komt in orde van grootte overeen met de vooraf gemaakte berekeningen, zoals uit figuur D 12-21 blijkt. De afwijking is mede veroorzaakt doordat bij de berekening is aangenomen dat het bovenstempelraam zou worden verwijderd na aanbrengen van het onderstempelraam, waarbij de uitkragende damwand een in de richting van de bouwput gaande hoekverdraaiing zou krijgen. Bij de uitvoering in beton bleven echter beide stempelramen tegelijkertijd aanwezig. Na de onverwachte horizontale verplaatsing van de metrobuis van 14 mm van de bouwput af is deze uiteindelijk zo'n 6 mm teruggekomen. In verticale richting is gedurende de werkzaamheden een maximale verplaatsing van 6 mm omhoog geconstateerd. Dit vormt een goede compensatie voor de later nog op te treden consolidatiezakking.

Figuur D 12-21
Horizontale deformatie damwand