8. bab 4 hasil dan pembahasan refisi september 1

IV. HASIL DAN PEMBAHASAN

A. Tinjauan Umum

Analisis data merupakan analisis beberapa data yang diperlukan. Adapun

data-data yang dianalisis antara lain data tanah, struktur, daya dukung tanah,

tegangan tanah dan tegangan tanah efektif.

B. Kriteria Desain

Untuk perhitungan struktur digunakan desain sebagai berikut:

1. Berat jenis baja = 7850 kg/m3

2. Diameter tangki = 34,14 m

3. Tinggi Tangki = 10,974 m

4. Tinggi Atap = 1,05 m

5. Modulus Elastisitas baja, E = 200.000 MPa

6. Modulus geser baja, G = 80.000 MPa

7. Tegangan leleh baja, fy = 240 MPa (BJ 37)

8. Profil baja untuk rangka atap= C (300 x 90 x 12 x 16) mm

9. Dimensi plat dinding (shell plate) :

Ring 1, 1892 x 6096 x 14 mm

Ring 2, 1892 x 6096 x 12 mm

Ring 3, 1892 x 6096 x 10 mm

32

Ring 4, 1892 x 6096 x 8 mm

Ring 5, 1892 x 6096 x 6 mm

Ring 6, 1892 x 6096 x 6 mm

10. Dimensi plat dasar = 1892 x 6096 x 10 mm

11. Berat jenis produk = 8,60 kN/m3

C. Analisis Pembebanan

Gambar 5. Perancangan geometri

Gambar 6. Mendefinisikan material

33

Gambar 7. Perancangan dimensi

Gambar 8. Tipe pembebanan

1. Beban Atap

a. Beban Mati

Berat sendiri pelat atap dihitung oleh program SAP 2000, berdasarkan

input dimensi.

Berat aksesoris pada atap = 0,0436 kN/m2

b. Beban Hidup

Berdasarkan API Standard 650, 2002 = 1,2 kN/m2

34

2. Beban Pelat Dasar

a. Beban Mati

Berat sendiri pelat dasar dihitung oleh program SAP 2000,

berdasarkan input dimensi.

Beban produk = 10,974 m x 8,60 kN/m3 = 94,3764 kN/m2

Berat aksesoris = 0,0982 kN/m2 +

Berat Total = 94,4746 kN/m2

3. Beban Pelat Dinding

Berat pelat dinding dihitung oleh program SAP 2000, berdasarkan input

dimensi.

Gambar 9. Menginput pembebanan

4. Beban Gempa

a. Metode Statis Ekivalen (Gempa Statis)

Perhitungan gaya geser dasar horizontal total akibat gempa dan

distribusi ke sepanjang tinggi tangki minyak.

35

Gambar 10. Display show table berat total

Dari pemodelan SAP 2000 didapat berat keseluruhan 89.586,7287 kN

Setelah itu, menghitung waktu getar bangunan dengan rumus:

Tx = Ty = 0,0853 x H34 dengan H = 10,974 m

= 0,0853 x 10,97434= 0,5143 detik

5. Perhitungan Gaya Geser Dasar Nominal

Lokasi konstruksi tangki minyak yang terletak di Lampung Selatan

berada pada zona gempa 4 dan termasuk jenis tanah lunak, maka

digunakan spektrum respon untuk wilayah gempa 4.

Zona gempa : zona 4

Jenis tanah : tanah lunak

36

Gambar 11. Peta Zona Gempa Wilayah Lampung Selatan

Tabel 6. Spektrum respon gempa rencana

Karena nilai T = 0,5143 detik < Tc (1,0 detik), maka nilai C = Am = 0,85

(SNI 1726-2002 Pasal 4.7.6)

V = C . I .W t

R

dengan, I = 1,6 (faktor keutamaan)

R = 8,5 (faktor reduksi gempa)

Lampung Selatan

37

Tabel 7. Fakor Keutamaan

Sehingga gaya geser gempa dasar:

V = 0,85× 1,6 ×89586,7287

8,5 = 14.333,7806 kN

Gaya geser horizontal

F i=W i z i

∑i

n

W i zi

V

Tabel 8. Gaya Geser Horizontal

hi (m) Wi (kN) Wi hi (kNm) Fi (kN) Vi (kN)10,974 89586,7287 1.426.633,169 17.129,5669 17.129,5669

Gaya geser horizontal ini kemudian didistribusikan ke sepanjang keliling

tangki.

38

Gambar 12. Menginput gaya geser horizontal ke sepanjang keliling tangki

6. Load Combination

Setelah mendefinisikan beban yang bekerja pada struktur, selanjutnya

adalah mendifinisikan kombinasi pembebanan (SNI 03 – 2847 – 2002).

Gambar 13. Mendefinisikan kombinasi pembebanan

7. Hasil Output Program SAP 2000

39

Gambar 14. Merunning program SAP 2000

Gambar 15. Pemodelan pelat dasar pada SAP 2000

Hasil perhitungan SAP 2000:

P1 = 279,348 kN P2 = 279,348 kN P5 = 279,348 kN

P7 = 240,1 kN P9 = 200,853 kN P11 = 200,853 kN

P13= 240,1 kN P15 = 279,348 kN P17 = 279,348 kN

P19= 279,348 kN P21 = 279,348 kN P23 = 279,348 kN

40

P25= 279,348 kN P27 = 279,348 kN P30 = 450,046 kN

P31= 450,046 kN P32 = 450,046 kN P33 = 450,046 kN

P34= 450,046 kN P35 = 450,046 kN P36 = 450,046 kN

P37= 450,046 kN P38 = 450,046 kN P39 = 450,046 kN

P40= 450,046 kN P41 = 450,046 kN P42 = 450,046 kN

P43= 450,046 kN P44 = 422,883 kN P45 = 422,883 kN

P46= 422,883 kN P47 = 422,883 kN P48 = 422,883 kN

P49= 422,883 kN P50 = 422,883 kN P51 = 422,883 kN

P52= 422,883 kN P53 = 422,883 kN P54 = 422,883 kN

P55= 422,883 kN P56 = 422,883 kN P57 = 422,883 kN

P58= 2770,038 kN

D. Perhitungan Pondasi Sarang Laba-Laba

1. Daya Dukung Tanah Pondasi Sarang Laba-Laba

Analisa daya dukung tanah pada konstruksi sarang laba-laba ditentukan

berdasarkan persamaan daya dukung menurut Mayerhof.

qa (KSLL )=1,5 x qa

di mana :qa( pondasirakit )=qult

SF dengan SF = angka keamanan = 3

qult=c N c sc ic dc+q N q sq iq dq+0,5 γB N γ sγ dγ

Nilai Nq, Nc, dan Nγ dapat diperoleh dengan berdasarkan rumus

Mayerhof, untuk ϕ = 0,4°:

N q=eπ tan ϕ tan 2(45+ ϕ2)

¿eπ tan 3,9o

tan 2(45+ 3,9o

2) = 1,4197

41

N c=( N q−1 ) cot ϕ

¿ (1,4197−1 )cot 3,9o = 6,1557

N γ=( N q−1 ) tan¿

¿ (1,4197−1 ) tan ¿ = 0,0401

Faktor-faktor bentuk, kedalaman, dan kemiringan didapat dari rumus

Mayerhof sebagai berikut:

K P=tan2(45o+ ϕ2 )

¿ tan2(45o+ 3,9o

2 ) = 1,1460

sc=1+0,2. K P(BL )

¿1+0,2. 1,1460( 34,1434,14 ) = 1,2292

sq=1+0,1.K P( BL )

¿1+0,1. 1,1460( 34,1434,14 ) = 1,1146

sγ = sq = 1,1146

Nilai dc, dq, dan dγ didapat dari rumus sebagai berikut:

dc=1+0,2. {K P0,5( D

B )}

¿1+0,2. {(1,1460)0,5( 434,14 )} = 1,0251

dq=1+0,1.{KP0,5(D

B )}

¿1+0,1. {(1,1460)0,5( 434,14 )} = 1,0125

42

dγ = dq = 1,0125

Beban dianggap beban vertikal sehingga tidak membentuk sudut, maka

nilai dari ic= iq, = iγ = 1.

qult=c N c sc ic dc+q N q sq iq dq+0,5 γB N γ sγ iγ dγ

q=γ .D

¿18,4 kN /m3 .4 m

= 73,6 kN/m2

qult=39 kN /m2 .6,1557 .1,2292.1 . 1 ,0251

+73,6 kN /m2 . 1,4197 .1,1146 .1.1,0125

+0,5. 18,4 kN /m3 .34,14 m .0,0401 .1,1146 .1.1,0 125

= 434,6379 kN/m2

qa( pondasi rakit)=qult

SF=434,6379 kN /m2

3=144,8793 kN /m2

qa ( KSLL)=1,5. qa ( pondasirakit )=1,5 .144,8793 kN /m2

¿217,3190 kN /m2

Jadi daya dukung pondasi sarang laba-laba sebesar 217,3190 kN/m2.

2. Tegangan Yang Terjadi

Tegangan pada dasar pondasi dihitung berdasarkan perumusan:

qo=ƩPA

dengan,

qo = tegangan yang terjadi (kN/m2)

ƩP = jumlah beban dari hasil SAP2000 (kN)

A = luasan pondasi KSLL (m2)

43

qo=ƩPA

= 89586,728714

π . (34,14 )2=97,8649 kN /m2

Dari hasil perhitungan di atas diperoleh nilai tegangan maksimum sebesar

97,8649 kN/m2.

3. Faktor Keamanan

FK=qa

qo=217,3190 kN /m2

97,8649 kN /m2 =2,5

4. Perencanaan Kolom

P = beban terpusat pada kolom diambil nilai yang terbesar 2770,038 kN

Mutu beton, f’c = 17,89 MPa

Mutu baja, fy = 240 MPa

Rasio tulangan memanjang, ρg = 0,03

Ag=Pu

0,80.∅ [0,85. f ' c (1−ρg )+ f y . ρg ]

Ag=2770,038.103

0,80.0,65 [0,85.17,89 (1−0,03 )+240.0,03 ]

¿242684,3797 mm2

Sisi penampang kolom = √242684,3797≅ 600 mm

Direncanakan ukuran kolom 600 mm x 600 mm

Ast = Ag . ρg = 0,03 . 600 mm . 600 mm = 10800 mm2

Digunakan tulangan Ø22, As = 0,25.π. (22)2 = 380,1327 mm2

Jumlah tulangan yang dibutuhkan n= 10800380,1327

≈ 28 tulangan

Digunakan sengkang Ø10.

Jarak sengkang tidak boleh lebih dari:

44

1. 16 kali diameter tulangan memanjang = 16. 22 mm = 352 mm

2. 48 kali diameter sengkang = 48.10 mm = 480 mm

3. Sisi terkecil penampang = 600 mm

Dengan demikian jarak spasi sengkang = 352 mm

Gambar 16. Tampak atas penampang kolom

5. Perhitungan Rib Konstruksi

a. Tebal Ekivalen Rib Konstruksi

Dalam perhitungan tebal ekivalen Konstruksi Sarang Laba-Laba,

pengaruh dari perbaikan tanah dianggap = 0.

Kolom = (60x60) cm2

Asumsi, tebal pelat, t = 15 cm

tebal rib, b = 30 cm

hk = 400 cm

A= Pqa

Di mana, A = luas lingkaran akibat pengaruh beban kolom

qa = daya dukung tanah = 217,3190 kN/m2

45

P = beban terpusat pada kolom diambil nilai yang terbesar

2770,038 kN

A= Pqa

π R2= Pqa

R=√ 2770,038π .217,3190

=2,0143 m=201,42 cm ≈ 202cm

Check :

R > 0,5 . a1

202 cm > 0,5 . 60 cm 202 cm > 30 cm

Maka diambil nilai R = 202 cm

Statis momen terhadap sisi atas pada gambar di atas:

t (2 πR ) . 12

t +14b (hk−t ) .( hk−t2

+t)=(2 πR . t +14 b (hk−t ) y )

y= πR t 2+7 b(hk 2−t 2)2 πRt+14 b(hk−t )

y= π .202 .152+7.30 (4002−152)2 π .202 .15+14.30(400−15)

=186,433 cm

I x=1

12.2 πR t 3+2 πRt ( y−1

2t)

2

+14. 112

. b . (hk−t )3

+14b (hk−t)( hk− t2

+t− y)2

I x=112

. (2 π .202 .153 )+2 π .202.15(186,433− 12

.15)2

+14. 112

.30 . (400−15 )3+14.30 .(400−15)( 400−152

+15−186,433)2

= 2.678.995.934 cm4

t e=3√(12.

I x

2 πR )= 3√(12. 26789959342 π .202 )=293,6798 cm ≈295 cm

46

te (max) = 0,7. hk = 0,7 . 400 = 280 cm

Diambil, te =280 cm

b. Tinggi Rib Konstruksi

Gambar 17. Luasan daerah penyebaran beban sebelum memikul momen

a, b = Lebar kolom (m)

F = Luas daerah penyebaran beban

qo = tegangan tanah maksimum

F = (a + 3,4.hk + 1,3) . (b + 3,4.hk + 1,3)

Keseimbangan beban:

P = F. qo

P = qo ( a + 3,4.hk + 1,3 ) . (b + 3,4.hk + 1,3)

Di mana, a = b = 0,60 m

hk = 4 m

qo = 97,8649 kN/m2

Pmax = 97,8649 (0,60 + 3,4.4 + 1,3) . ( 0,60 + 3,4.4 + 1,3)

= 23.512,0422 kN

Untuk qo = qa, maka :

Pmax = F. qa

47

Pmax = qa ( a + 3,4.hk1 + 1,3 ) . (b + 3,4.hk1 + 1,3)

23512,0422 = 217,3190 (0,60 + 3,4.hk1 + 1,3 )2

23512,0422 = 217,3190 (3,61 + 12,92.hk1 + 11,56.hk12)

0 = 11,56 hk12 + 12,92 hk1 – 104,5814

Dari persamaan tersebut didapatkan nilai hk1 = 2,5004 m

Untuk memperoleh desain yang ekonomis (dengan memanfaatkan

pembesian minimum), maka ditentukan:

hk = 0,8 . hk1 = 0,8 . 2,5004 m = 2,0003 m

Maka, qo=Pmax

(a+3,4 hk+1,3 ) (b+3,4 hk+1,3 )

¿ 23512,0422(0,60+3,4 . 2,0003+1,3 ) (0,60+3,4 .2,0003+1,3 )

¿310,5632 kN /m2

P1 = qa (a + 3,4 hk + 1,3).(b + 3,4 hk + 1,3)

= 217,3190 (0,6 + 3,4. 2,0003+ 1,3).(0,6 + 3,4.2,0003 +1,3)

= 16.452,7323 kN

Ps = P – P1 = (23512,0422 – 16452,7323) kN = 7059,3099 kN

Di mana, Ps = Psisa

P1 = sebagian sari beban yang terdistribusi habis

c. Dimensi dan Penulangan Rib Konstruksi

Lebar penyebaran F= Pqa

Di mana,

F = ( a + 3,4.hk + 2c + 1,3 ) . (b + 3,4.hk + 2c + 1,3)

0,3 m

q4 m

48

23512,0422 = 217,3190 (0,6 + 3,4 . 2,0158 + 2c + 1,3)2

0 = 4c2 + 35,0148c – 31,5641

Dari persamaan tersebut didapatkan nilai c = 0,8239 m

Luas penyebaran beban :

F = (0,60 + 3,4 . 2,0003 + 2 . 0,8239 + 1,3)2 = 107,0981 m2

Check:

q=P ygbekerja

F≤ q ijin

2770,038 kN107,0981 m2 ≤ 217,3190 kN /m2

25,8645 kN/m2 < 217,3190 kN/m2

Dengan memodelkan RIB sebagai dinding yang ditumpu oleh dua

tumpuan sendi dan diberi beban q (tegangan maksimum yang terjadi).

Maka dapat diketahui gaya-gaya dalam terbesar yang bekerja.

q = tegangan maksimum

= 97,8649 kN/m

Bidang Momen:

Momen Maksimum

M maks=18

.q .L2=18

.97,8649 .42

¿195,7298 kNm

1. Tulangan Utama Rib Konstruksi

Mu = 195,7298 kNm

Mutu beton (f’c) = 17,89 MPa ≈ K-225

Mutu baja fy = 240 MPa ≈ U-24

49

Lebar dinding, b = 1000 mm

Tebal dinding, h = 300 mm

Es = 200000 MPa

Dtulangan utama = 19 mm

p = 40 mm

d = h – ½. Dtulangan utama– p

= 300 – ½.19 – 40 = 250,5 mm

β = 0,85

ρmin=1,4fy

= 1,4240

=0,0058

ρb=β .0,85 . f ' cfy

. 600600+ fy

¿0,85. 0,85 17,89240

. 600600+240

=0,0385

Rmax=0,75. ρb . fy(1−0,5.0,75. ρb . fy

0,85. f ' c )¿0,75. 0,0385 .240(1−0,5. 0,75.0,0385 . 240

0,85.17,89 )=5,3509

M n=M u

0,8=195,7298

0,8=244,6623 kNm

Rn=M n

b . d2=244,6623. 106

1000. (250,5 )2=4,23

Rasio penulangan yang diperlukan:

ρ=0,85. f ' cfy [1−√1− 2. Rn

0,85. f ' c ]¿0,85. 17,89

240 [1−√1− 2.4,230,85.17,89 ]=0,0212

50

Syarat ρ > ρmin OK!

As = ρ.b.d = 0,0212 . 1000 . 250,5 = 5098,6 mm2

Digunakan tulangan D19

Luas satu tulangan, a = ¼.π. D2 = ¼.π.192 = 283,5287 mm2

Jarak tulangan per m’ = 1000.283,5287

5098,6=55,6091 mm≅ 56 mm

Maka jarak tulangan, S = 56 mm

Jadi digunakan tulangan utama D19 – 56.

2. Tulangan Bagi Rib Konstruksi

Luas tulangan bagi, Abagi = 25%.Luas tulangan

= 25%. 5098,6 = 1274,65 mm2

Diameter tulangan bagi yang digunakan, D = 12 mm.



1274,65=88,7281mm≅ 89 mm


Jadi tulangan bagi yang digunakan D12 – 89.

d. Penulangan Pelat

Diketahui:

Wu = qa.c = 217,3190 . 0,8239 = 179,0491 kN/m2

fy = 240 MPa Dtul.atas = 12 mm

f’c = 17,89 MPa Dtul.bwh = 12 mm

p = 40 mm Ly = 2,0003

t = 150 mm Lx = 0,8239

51

ρmax=β1. 450600+fy

.0,85 . f ' cfy

=0,85. 450600+240

.0,85 . 17,89240

=0,0289

ρmin=1,4fy

= 1,4240

=0,0058

Tinggi efektif tulangan

dx = t – p – ½. Dtul.atas = 150 – 40 –½. 12 = 104 mm

dy = t – p – ½. Dtul.atas – Dtul.bawah = 150 – 40 – ½. 12 – 12

= 92 mm

Berdasarkan SKSNI:

LyLx

=2,00030,8239

=2,4

MLx = 0,001. Wu. Lx2. x x = 99,4

MLy = 0,001. Wu. Lx2. x x = 21,6

Mty = - 0,001. Wu. Lx2. X x = 112

Mtx = ½.MLx

Momen Lapangan Arah x

MLx = 0,001. Wu. Lx2. x = 0,001. 179,0491. (0,8239)2. 99,4

= 12,0811 kNm

MLx = Mu = 12,0811 kNm

M n=M u

0,8=12,0811

0,8=15,1014 kNm

Rn=M n

b . dx2 =

15,1014.106

1000. (104 )2=1,3962

ρ=0,85. f ' cfy [1−√1− 2. Rn

0,85. f ' c ]¿0,85. 17,89

240 [1−√1− 2. 1,39620,85.17,89 ]=0,0061

52

ρ > ρmin OK!

As = ρ.b.dx = 0,0061. 1000. 104 = 635,6863 mm2

Luas 1 tulangan D12, a = ¼.π. 122 = 113,0973 mm2

Jumlah tulangan, n = As/a = 635,6863/113,0973 = 6 tulangan

Jarak tulangan, s = 1000/n = 1000/6 = 167 mm

Jadi digunakan tulangan D12 – 167.

Momen Lapangan Arah y

MLy = 0,001. Wu. Lx2. x = 0,001. 179,0491. (0,8239)2. 21,6

= 2,6253 kNm

MLy = Mu = 2,6253 kNm

M n=M u

0,8=2,6253

0,8=3,2816 kNm

Rn=M n

b . d y2 =3,2816. 106

1000. (92 )2=0,3877

ρ=0,85. f ' cfy [1−√1− 2. Rn

0,85. f ' c ]¿0,85. 17,89

240 [1−√1− 2.0,38770,85.17,89 ]=0,0016

ρ < ρmin maka ρ = ρmin

As = ρ.b.dy = 0,0058. 1000. 92 = 533,6 mm2





6. Perhitungan Rib Settlement

53

a. Tebal Ekivalen Rib Settlement

Dalam perhitungan tebal ekivalen Konstruksi Sarang Laba-Laba,

pengaruh dari perbaikan tanah dianggap = 0.

Kolom = (60x60) cm2

Asumsi, tebal pelat = 15 cm

tebal rib = 30 cm

hk = 450 cm

A= Pqa

Di mana, A = luas lingkaran akibat pengaruh beban kolom

qa = daya dukung tanah = 217,3190 kN/m2

P = beban terpusat pada kolom 279,348 kN

A= Pqa

π R2= Pqa

R=√ 279,348π .217,3190

=0,6397 m=65 cm

Check :

R > 0,5 . a1

65 cm > 0,5 . 60 cm 65 cm > 30 cm

Maka diambil nilai R = 65 cm

Statis momen terhadap sisi atas:

t (2 πR ) . 12

t +5b (hk−t ) .( hk−t2

+ t)=(2 πR . t+5 b (hk−t ) y )

y= πR t2+2,5 b(hk2−t2)2πRt+5b (hk−t )

y= π .65. 152+2,5.30(4502−152)2 π .65 .15+5.30 (450−15)

=213,1886 cm

54

I x=112

.2πR t 3+2πRt ( y−12

t)2

+5. 112

. b . (hk−t )3

+5 b (hk−t )( hk−t2

+t− y)2

I x=112

. (2π .65 .153 )+2π .65 .15(213,1886−12

.15)2

+5. 112

.30 . (450−15 )3+5.30 .(450−15)( 450−152

+15−213,1886)2

= 1.312.541.550 cm4

t e=3√(12.

I x

2 πR )= 3√(12. 13125415502 π .65 )=337,8576 cm≈ 340 cm

te (max) = 0,7. hk = 0,7 . 450 = 315 cm

Diambil, te = 315 cm

b. Tinggi Rib Settlement

Gambar 18. Luasan daerah penyebaran beban sebelum memikul momen

a, b = Lebar kolom (m)

F = Luas daerah penyebaran beban

qo = tegangan tanah maksimum

F = (a + 3,4.hk + 1,3) . (b + 3,4.hk + 1,3)

55

Keseimbangan beban:

P = F. qo

P = qo ( a + 3,4.hk + 1,3 ) . (b + 3,4.hk + 1,3)

Di mana, a = b = 0,60 m

hk = 4,5 m

qo = 97,8649 kN/m2

Pmax = 97,8649 (0,60 + 3,4.4,5 + 1,3).(0,60+3,4.4,5+ 1,3)

= 28.952,3520 kN

Untuk qo = qa, maka :

Pmax = F. qa

Pmax = qa ( a + 3,4.hk1 + 1,3 ) . (b + 3,4.hk1 + 1,3)

28952,3520 = 217,3190 (0,60 + 3,4.hk1 + 1,3 )2

28952,3520 = 217,3190 (3,61 + 12,92.hk1 + 11,56hk12)

0 = 11,56 hk12 + 12,92 hk1 – 129,6151

Dari persamaan tersebut didapatkan nilai hk1 = 2,8369 m

Untuk memperoleh desain yang ekonomis (dengan memanfaatkan

pembesian minimum), maka ditentukan:

hk = 0,8 . hk1 = 0,8 . 2,8369 m = 2,2695 m

Maka, qo=Pmax

(a+3,4 hk+1,3 ) (b+3,4 hk+1,3 )

¿ 28952,3520(0,60+3,4 . 2,2695+1,3 ) (0,60+3,4 .2,2695+1,3 )

¿313,0890 kN /m2

P1 = qa (a + 3,4 hk + 1,3).(b + 3,4 hk + 1,3)

= 217,3190 (0,6 + 3,4.2,2695 + 1,3).(0,6 + 3,4.2,2695 +1,3)

56

= 20.096,1889 kN

Ps = P – P1 = 28952,3520 kN–20096,1889 kN = 8856,1631 kN

Di mana, Ps = Psisa

P1 = sebagian sari beban yang terdistribusi habis

c. Dimensi dan Penulangan Rib Settlement

Lebar penyebaran F= Pqa

Di mana,

F = ( a + 3,4.hk + 2c + 1,3 ) . (b + 3,4.hk + 2c + 1,3)

28952,3520 = 217,3190 (0,6 + 3,4 . 2,2695 + 2c + 1,3)2

0 = 4c2 + 38,4652c – 40,7519

Dari persamaan tersebut didapatkan nilai c = 0,9630 m

Luas penyebaran beban :

F = (0,60 + 3,4 . 2,2695 + 2 . 0,9630 + 1,3)2 = 133,2247 m2

Check:

q=P ygbekerja

F≤ q ijin

279,348 kN133,2247 m2 ≤ 217,3190 kN /m2

2,0968 kN/m2 < 217,3190 kN/m2

Dengan memodelkan RIB sebagai dinding yang ditumpu oleh dua

tumpuan sendi dan diberi beban q (tegangan maksimum yang terjadi).

Maka dapat diketahui gaya-gaya dalam terbesar yang bekerja.

q = tegangan maksimum

0,3 m

57

= 97,8649 kN/m

Bidang Momen:

Momen Maksimum

M maks=18

.q .L2=18

.97,8649 .4,52

¿247,7205 kNm

1. Tulangan Utama Rib Settlement

Mu = 247,7205 kNm

Mutu beton (f’c) = 17,89 MPa ≈ K-225

Mutu baja fy = 240 MPa ≈ U-24

Lebar dinding, b = 1000 mm

Tebal dinding, h = 300 mm

Es = 200000 MPa

Dtulangan utama = 19 mm

p = 40 mm

d = h – ½. Dtulangan utama – p

= 300 – ½.19 – 10 – 40 = 250,5 mm

β = 0,85

ρmin=1,4fy

= 1,4240

=0,0058

ρb=β .0,85 . f ' cfy

. 600600+ fy

¿0,85. 0,85 17,89240

. 600600+240

=0,0385

Rmax=0,75. ρb . fy(1−0,5.0,75. ρb . fy

0,85. f ' c )

q4,5 m

58

¿0,75. 0,0385 .240(1−0,5. 0,75.0,0385 . 2400,85.17,89 )=5,3509

M n=M u

0,8=247,7205

0,8=309,6507 kNm

Rn=M n

b . d2=309,6507. 106

1000. (250,5 )2=5,3535

Rasio penulangan yang diperlukan:

ρ=0,85. f ' cfy [1−√1− 2. Rn

0,85. f ' c ]¿0,85. 17,89

240 [1−√1− 2.5,35350,85.17,89 ]=0,0289

Syarat ρ > ρmin OK!

As = ρ.b.d = 0,0289 . 1000 . 250,5 = 6949,2096 mm2

Digunakan tulangan D19



6949,2096=40,8001mm≅ 41 mm



2. Tulangan Bagi Rib Konstruksi

Luas tulangan bagi, Abagi = 25%.Luas tulangan

= 25%. 6949,2096 = 1737,3024 mm2

Diameter tulangan bagi yang digunakan, D = 12 mm.


59


1737,3024=65,0994 mm≅ 65 mm


Jadi tulangan bagi yang digunakan D12 – 65.

d. Penulangan Pelat

Diketahui:

Wu = qa.c = 217,3190 . 0,9630 = 209,2782 kN/m2


f’c = 17,89 MPa Dtul.bwh = 12 mm

p = 40 mm Ly = 2,2695

t = 150 mm Lx = 0,9630

ρmax=β1. 450600+fy

.0,85 . f ' cfy

=0,85. 450600+240

.0,85 . 17,89240

=0,0289

ρmin=1,4fy

= 1,4240

=0,0058


dx = t – p – ½. Dtul.atas = 150 – 40 – ½. 12 = 104 mm


= 92 mm

Berdasarkan SKSNI:

LyLx

=2,26950,9630

=2,4

MLx = 0,001. Wu. Lx2. x x = 99,4

MLy = 0,001. Wu. Lx2. x x = 21,6

Mty = - 0,001. Wu. Lx2. X x = 112

60

Mtx = ½.MLx


MLx = 0,001. Wu. Lx2. x = 0,001. 179,0491. (0,9630)2. 99,4

= 19,2914 kNm

MLx = Mu = 19,2914 kNm

M n=M u

0,8=12,0811

0,8=15,1014 kNm

Rn=M n

b . dx2 =

19,2914.106

1000. (104 )2=1,7838

ρ=0,85. f ' cfy [1−√1− 2. Rn

0,85. f ' c ]¿0,85. 17,89

240 [1−√1− 2. 1,78380,85.17,89 ]=0,0079

ρ > ρmin OK!

As = ρ.b.dx = 0,0079. 1000. 104 = 824,5903 mm2




Jadi digunakan tulangan D12 – 125


MLy = 0,001. Wu. Lx2. x = 0,001. 179,0491. (0,9630)2. 21,6

= 5,2401 kNm

MLy = Mu = 4,1921 kNm

61

M n=M u

0,8=4,1921

0,8=5,2401 kNm

Rn=M n

b . d y2 =5,2401. 106

1000. (92 )2=0,6191

ρ=0,85. f ' cfy [1−√1− 2. Rn

0,85. f ' c ]¿0,85. 17,89

240 [1−√1− 2.0,61910,85.17,89 ]=0,0026


As = ρ.b.dy = 0,0058. 1000. 92 = 533,6 mm2





6. Tambahan Tegangan dan Tegangan Efektif

a. Tambahan Tegangan

Dengan cara integrasi dari persamaan beban titik menurut teori

Boussinesq, diperoleh tambahan tegangan di bawah luasan fleksibel

berbentuk lingkaran yang mendukung beban terbagi rata.

Δσz = qn.I

dengan, Δσz = tegangan tanah tambahan

qn = qo – γtanah.Df = 97,8649 – 18,4. 4 = 24,2649kN/m2

I = faktor pengaruh

62

Gambar 19. Faktor pengaruh I untuk tegangan vertikal di bawah beban terbagi

rata berbentuk lingkaran.

Tabel 9. Perhitungan tegangan tanah tambahan pada kedalaman, z = 4,5 m KSLL.

Titikz r x

x/r z/r IΔσz = I.qn

(m) (m) (m) kN/m2

A 4,5 17,07 0 0 0,2636 0,92 22,3237B 4 31,14 17,07 0,5482 0,1285 0,94 22,8090

Hasil perhitungan tegangan tanah tambahan sampai dengan

kedalaman 7,5 m dapat dilihat pada tabel di bawah ini.

Tabel 10. Hasil analisa tegangan tanah tambahan akibat beban bangunan pada KSLL

Kedalaman Δσz di Titik A Δσz di Titik B Δσz rata-rata

(m) (kN/m2) (kN/m2) (kN/m2)4,5 22,3237 22,8090 22,56645 21,8384 22,3237 22,0811

5,5 21,5958 22,3237 21,95976 21,5958 22,0811 21,8384

6,5 21,3531 22,0811 21,71717 21,1105 21,8384 21,4744

7,5 21,1105 21,8384 21,4744

63

b. Tegangan Efektif

Kedalaman + 0.00 m ; Po = 0 t/m2

Kedalaman – 1.00 m ; Po1 = γ. h1

= 19,3 kN/m3 . 1 m = 19,3 kN/m2

Kedalaman – 1.50 m ; Po2 = Po1 + γ.h2

= 19,3 kN/m2 + 19,3 kN/m3.0,5 m

= 28,95 kN/m2


= 28,95 kN/m2 + 19,3 kN/m3.0,5 m

= 38,6 kN/m2


= 38,6 kN/m2 + 18,4 kN/m3.0,5 m

= 47,8 kN/m2

Perhitungan tegangan efektif sampai dengan kedalaman 7,5 m dapat

dilihat pada tabel di bawah ini.

Tabel 11. Hasil perhitungan tegangan efektif

Kedalaman γm h Po(m) kN/m3 (m) kN/m2

0 19,3 0 01 19,3 1 19,3

1,5 19,3 0,5 28,952 19,3 0,5 38,6

2,5 18,4 0,5 47,83 18,4 0,5 57

3,5 18,4 0,5 66,24 18,4 0,5 75,4

4,5 19,4 0,5 85,15 19,4 0,5 94,8

64

5,5 19,4 0,5 104,56 19,4 0,5 114,2

6,5 19,4 0,5 123,97 19,4 0,5 133,6

7,5 19,4 0,5 143,3

7. Penurunan Pondasi Sarang Laba-Laba

a. Penurunan Segera

Penurunan segera pondasi dihitung dengan rumus:

Si=qo . B . 1−μ2

E s. I p

Dengan : qo = tegangan yang terjadi (kN/m2)

B = lebar pondasi (m)

μ = angka poisson ratio = 0,5

Es = sifat elastisitas tanah = 4000 kN/m2

Ip = faktor pengaruh = 0,88

Si=97,8649.0,3 . 1−0,52

4000.0,88 .100=0,4844 cm

b. Penurunan Konsolidasi Primer

Sc=C c . H1+eo

logPO+∆ p

PO

Untuk kedalaman 4,5 m, nilai penurunan konsolidasi yang terjadi

adalah:

Sc=0,1851.0,51+0,7807

log 85,1+22,566485,1

=0,0053 m=0,53 cm

Hasil perhitungan untuk penurunan konsolidasi pondasi KSLL

sampai dengan kedalaman 7,5 m dapat dilihat pada Tabel 12.

65

Tabel 12. Hasil perhitungan konsolidasi primer pondasi KSLL

Kedalaman e Cc eo

h Po Δσz=Δp Sc

(m) (m) kN/m2 kN/m2 (m)

4,5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 85,1 22,5664 0,00535 0,79 0,1851 0,7807 0,5 94,8 22,0811 0,0047

5,5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 104,5 21,9597 0,00436 0,79 0,1851 0,7807 0,5 114,2 21,8384 0,0039

6,5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 123,9 21,7171 0,00367 0,79 0,1851 0,7807 0,5 133,6 21,4744 0,0034

7,5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 143,3 21,4744 0,0032Penurunan Konsolidasi Primer (cm) 2,8452

Sehingga penurunan total yang dialami pondasi KSLL

Stot = Si + Sc = 0,4844 cm + 2,8452 cm = 3,3296 cm

E. Perhitungan Pondasi Telapak

Data: Pu = 450,046 kN Ø = 3,9o

Mutu beton, f’c = 17,89 MPa c = 39 kN/m2

Mutu baja, fy = 240 MPa Df = 4 m

tebal pondasi, ht = 0,5 m

1. Dimensi dan Daya Dukung Tanah

N q=eπ .tan∅ tan 2(45+∅2 )

¿eπ .tan .3,9o

tan2(45+ 3,9o

2 )=1,4197

Nc = (Nq – 1) . cot Ø

66

= (1,4197 – 1) . cot 3,9o = 6,1564

Nγ = 2.(Nq + 1) . tan Ø

= 2.( 1,4197 + 1) . tan Ø 3,9o = 0,3299

Faktor bentuk pondasi:

sq = 1 + tan Ø = 1 + tan 3,9o = 1,0682

sc=1+( N q

N c)=1+( 1,4197

6,1564 )=1,2306

sγ = 0,60

Faktor kedalaman pondasi:

dq=1+2( ht

B ) tan∅ (1−sin∅ )2

¿1+2( 0,5B ) tan3,9o (1−sin 3,9o )2=1+ 0,0592

B

dc=1+0,4 ( ht

B )=1+0,4 ( 0,5B )=1+ 0,2

B

dγ = 1

Kapasitas dukung aman (qs)

qs=1F (qu−Df γ )+D f γ

dengan qu = sc.dc.c.Nc + sq.dq.ht.γ.Nq + sγ.dγ.0,5.B.γ.Nγ , maka

qs=1F (sc .dc . c . N c+sq . dq . ht . γ .N q+sγ . dγ .0,5. B . γ . N γ−Df γ )+D f γ

qs=13 (1,2306.(1+ 0,2

B ) .39.6,1564+1,0682.(1+ 0,0592B ) .0,5 . 18,4.1,4197+0,60. 1 .0,5. B .18,4 .0,3299−4. 18,4)+4.18,4

qs=152,2062+ 19,9731B

+0,6070 B

Dengan qs=PA

=450,046B2 , maka

67

450,046B2 =152,2062+ 19,9731

B+0,6070 B

0,6070B3 + 152,2062B2 + 19,9731 B – 450,046 = 0

Dari persamaan tersebut diperoleh B untuk Pu = 450,046 adalah 1,65 m.

Daya dukung dengan lebar pondasi, B = 1,65 m.

qu = sc.dc.c.Nc + sq.dq.Df.γ.Nq + sγ.dγ.0,5.B.γ.Nγ

qu = 1,2306. 1,1212. 39 . 6,1564 + 1,0682.1,0359. 4. 18,4. 1,4197 +

0,60. 1.0,5. 1,65 .18,4 .0,3299

= 449,9062 kN/m2

qa=1F (qu−Df γ )+D f γ=1

3(449,9062−4.18,4 )+4.18,4=199,0354 kN /m2


qo=ΣPA

=89586,7287610,8872

=146,6502 kN /m2

3. Faktor Keamanan

FK=qa

qo=199,0354 kN /m2

146,6502 kN /m2 =1,4

4. Kontrol Gaya Geser 1 Arah

d = ht – p – ½.Dtul.utama

digunakan Dtul.utama = 19 mm

d = 500 – 75 – ½.19 = 415,5 mm

Vu = q . B. L’

dengan L’ = ½.B – (½. Lebar kolom) – d

68

= ½.1,65 – (½.0,6) – 0,4155 = 0,1095 m

Vu = (450,046/1,652). 1,65. 0,1095 = 29,8667 kN

V C=16 √ f ' c . B .d=1

6 √17,89.1650 . 415,5=483,2912 kN

ØVc = 0,75 . 483,2912 = 362,4684 kN

Syarat : Vu < ØVc

Vu (29,8667 kN) < ØVc (362,4684 kN) OK!

5. Kontrol Gaya Geser 2 Arah

Dimensi kolom 600 x 600 mm

Lebar tampang kritis

bx = lebar kolom + d = 600 + 415,5 = 1015,5 mm

bo = 4.bx = 4. 1015,5 = 4062 mm

Gaya tekan ke atas

Vu = pu.(L2 – bx2) = (450,046/1,65

2). (1,652 – 1,01552)

= 279,5756 kN

Gaya geser yang ditahan oleh beton

V c=[1+ 2βc ] 2.√ f ' c . bo . d

6=[1+ 2

1 ] 2.√17,89 .4062.415,56

=7138,6505 kN

V c=13 √ f ' c . bo . d=1

3 √17,89 .4062.415,5=2379,5502 kN

V c maks=4√ f ' c . bo . d=4.√17,89.4062 .415,5=28.554,6018 kN

Diambil nilai Vc terkecil dari kedua hasil di atas, maka

Vc = 2379,5502 kN.

Vc (2379,5502 kN) < Vc maks (28554,6018 kN)

ØVc = 0,75 . 2379,5502 = 1784,6627 kN

69

Syarat : Vu < ØVc

Vu (279,5756 kN) < ØVc (1784,6627 kN) OK!

6. Penulangan Pondasi

Tulangan utama

Mu = q. (0,5). L12

Dengan L1 = ½. 1650 – ½. 600 = 525 mm

q = qo.B = 106,9563 . 1,65 = 176,4779 kN/m’

Mu = 176,4779 . 0,5 . (0,525)2 = 24,3209 kNm

M n=M u

∅=24,3209

0,8=30,4011kNm

d = ht – ½.Dtul.utama – p = 500 – ½.19 – 75 = 415,5 mm

β = 0,85

ρmin=1,4fy

= 1,4240

=0,0058

ρb=β .0,85 . f ' cfy

. 600600+ fy

=0,85.0,85 . 17,89240

. 600600+240

=0,0385

Rmax=0,75. ρb . fy .(1−0,5.0,75 . ρb . fy

0,85. f ' c )=5,3509

Rn=Mn

b . d2 =30,4011.106

1000. 415,52=0,1761

ρ=0,85. f ' cfy [1−√1−

2. Rn

0,85. f ' c ]=0,85. 17,89240 [1−√1− 2.0,1761

0,85.17,89 ]¿0,0007

ρ < ρmin maka dipakai ρ = ρmin = 0,0058

As = ρ.b.d = 0,0058 . 1000. 415,5 = 2409,9 mm2

Luas satu tulangan diameter 19 mm,

70

a = ¼.π.D2 = ¼.π.192 = 283,5287 mm2


2409,9=120 mm.


Tulangan Bagi

Luas tulangan bagi, Abagi = 25%.As = 25%. 2409,9 = 602,4750 mm2

Diameter tulangan bagi yang digunakan, D = 12 mm

Luas 1 tulangan bagi, Asbagi = ¼.π.D2 = ¼.π.122 = 113,0973 mm2


602,4750=190 mm.

Jadi digunakan tulangan bagi D12 – 190.

7. Penulangan Sloof

Beban merata yang dipikul balok, q = akibat beban merata di atas pondasi

+ berat sendiri balok

q = (97,8649 + (0,5 .24)). 0,3 = 32,9595 kN/m

Momen Tumpuan, Mu- = 1/12.q.L2 = 1/12. 32,9595 . 5,692

= 88,9250 kNm

Momen Lapangan, Mu+ = 1/24.q.L2 = 1/24. 32,9595 . 5,692

= 44,4625 kNm

Mutu beton, f’c = 17,89 MPa

Mutu baja, fy = 240 MPa

Dimensi balok, b x h = 300 mm x 500 mm

D tulangan utama = 19 mm

71

Dtulangan sengkang = 10 mm

p = 40 mm

d = h – ½. Dtul.utama – Dtul.sengkang – p = 500 – ½.19 – 10 – 40 = 440,5 mm

β = 0,85

ρmin=1,4fy

= 1,4240

=0,0058

ρmax=β . 450600+ fy

. 0,85. f ' cfy

=0,85. 450600+240

. 0,85.17,89240

=0,0289

a. Tulangan Lapangan

M n=M u

0,8=44,4625

0,8=55,5781kNm

Rn=M n

b . d2 =55,5781. 106

300.(440,5)2 =0,9548

ρ=0,85. f ' cfy

.[1−√1−2. Rn

0,85. f ' c ]¿0,85. 17,89

240.[1−√1− 2.0,9548

0,85.17,89 ]=0,0041


As = ρ.b.d = 0,0058 . 300. 440,5 = 766,47 mm2

Luas satu tulangan, a = ¼.π.D2 = ¼. π. 192 = 283,5287 mm2

Jumlah tulangan, n = As/a = 766,47/283,5287 ≈ 3 tulangan

Jadi digunakan tulangan lapangan 3D19.

b. Tulangan Tumpuan

M n=M u

0,8=88,9250

0,8=111,1563 kNm

72

Rn=M n

b . d2 =111,1563.106

300.(440,5)2=1,9095

ρ=0,85. f ' cfy

.[1−√1−2. Rn

0,85. f ' c ]¿0,85. 17,89

240.[1−√1− 2.1,9095

0,85.17,89 ]=0,0085

ρ > ρmin OK!

As = ρ.b.d = 0,0085 . 300. 440,5 = 1127,3056 mm2

Luas satu tulangan, a = ¼.π.D2 = ¼. π. 192 = 283,5287 mm2

Jumlah tulangan, n = As/a = 1127,3056/283,5287 ≈ 4 tulangan

Jadi digunakan tulangan lapangan 4D19.

c. Tulangan Geser

Vu = ½.q.L = ½. 32,9595. 5,69 = 93,7698 kN

Vuterpakai = 93,7698 – 32,9595. 0,4405 = 79,2511 kN

V c=16 √ f ' c . b . d=1

6 √17,89 .300 .440,5=93,1582kN

ØVc = 0,75. 93,1582 = 69,8686 kN

V s=V n−V c=V u

∅−V c=

79,25110,75

−93,1582=12,5099 kN

Diameter sengkang = 10 mm.

Av = 2. ¼.π. 102 = 157,0796 mm2

V s=A v . fy .d

s

Smaks=12

. d=12

.440,5=220 mm

s=A v . fy .d

V s=157,0796.240. 440,5

12,5099 x103 =1327 mm

73

Karena s > smaks, maka digunakan tulangan geser D10 – 220.

8. Penulangan Pelat

Diketahui:

Wu = 97,8649 kN/m2


f’c = 17,89 MPa Dtul.bawah= 12 mm

p = 40 mm Ly = 34,14 m

t = 200 mm Lx = 34,14 m

ρmax=β1 . 450600+fy

.0,85 . f ' cfy

=0,85. 450600+240

.0,85 . 17,89240

=0,0289

ρmin=1,4fy

= 1,4240

=0,0058


dx = t – p – ½. Dtul.atas = 200 – 40 – ½. 12 = 154 mm

dy = t – p –½. Dtul.atas – Dtul.bawah = 200 – 40 – ½. 12 – 12

= 142 mm

Berdasarkan SKSNI:

LyLx

=34,1434,14

=1

MLx = 0,001. Wu. Lx2. x x = 25

MLy = 0,001. Wu. Lx2. x x = 25

Mty = - 0,001. Wu. Lx2. x x = 51

Mtx = - 0,001. Wu. Lx2. x x = 51


MLx = 0,001. Wu. Lx2. x = 0,001. 97,8649. (34,14)2. 25

74

= 2851,6354 kNm

MLx = Mu = 2851,6354 kNm

M n=M u

0,8=2851,6354

0,8=3564,5443 kNm

Rn=M n

b . dx2 =

3564,54431000. 1542 =0,0002

ρ=0,85. f ' cfy [1−√1− 2. Rn

0,85. f ' c ]¿0,85. 17,89

240 [1−√1− 2.0,00030,85.17,89 ]=8,3. 10−7

ρ < ρmin maka. ρ = ρmin = 0,0058

As = ρ.b.dx = 0,0058. 1000. 154 = 893,2 mm2






MLy = 0,001. Wu. Lx2. x = 0,001. 97,8649. (34,14)2. 25

= 2851,6354 kNm

MLy = Mu = 2851,6354 kNm

M n=M u

0,8=2851,6354

0,8=3654,5443 kNm

Rn=M n

b . d y2 = 3654,5443

1000. (142 )2=0,0002

ρ=0,85. f ' cfy [1−√1− 2. Rn

0,85. f ' c ]

75

¿0,85. 17,89240 [1−√1− 2.0,0002

0,85.17,89 ]=8,3. 10−7


As = ρ.b.dy = 0,0058. 1000. 142 = 823,6 mm2




Jadi digunakan tulangan D12 – 125



Δσz = qn.I


qn = qo – Df.γ = 146,6502 – 4. 18,4 = 73,0502 kN/m2

I = faktor pengaruh

Nilai faktor pengaruh (I) dapat dilihat pada gambar 19.

Tabel 13. Perhitungan tegangan tanah tambahan pada kedalaman, z = 4,5 m pondasi telapak.

Titikz r x


(m) (m) (m) kN/m2

A 4,5 17,07 0 0 0,2636 0,92 67,2062B 4,5 31,14 17,07 0,5482 0,1285 0,94 68,6672



Tabel 14. Hasil analisa tegangan tanah tambahan akibat beban bangunan pada pondasi telapak.

Kedalaman

Δσz di Titik A

Δσz di Titik B Δσz rata-rata

76

(m) kN/m2 kN/m2 kN/m2

4,5 67,2062 68,6672 67,93675 65,7452 67,2062 66,4757

5,5 65,0147 67,2062 66,11046 65,0147 66,4757 65,7452

6,5 64,2842 66,4757 65,37997 63,5537 65,7452 64,6494

7,5 63,5537 65,7452 64,6494

b. Tegangan tanah efektif

Hasil perhitungan tegangan efektif dapat dilihat pada Tabel 11.

10. Penurunan Pondasi Telapak

a. Penurunan Segera


Si=qo .B . 1−μ2

E s. I p


B = lebar pondasi (m)

μ = angka poisson ratio = 0,5


Iw = faktor pengaruh = 0,82

Si=146,6502. 1,65. 1−0,52

4000.0,82 . 100=3,7207 cm


Sc=C c . H1+eo

logPO+∆ p

PO


adalah:

77

Sc=0,1851. 0,51+0,7807

log 85,1+67,936785,1

=0,0132 m=1,32 cm

Hasil perhitungan untuk penurunan konsolidasi pondasi telapak

sampai dengan kedalaman 7,5 m dapat dilihat pada Tabel 15.

Tabel 15. Hasil perhitungan penurunan konsolidasi pondasi telapak

Kedalamane Cc eo

h Po Δσz=Δp Sc

(m) (m) kN/m2 kN/m2 (m)

4,5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 85,1 67,9367 0,0132

5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 94,8 66,4757 0,0120

5,5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 104,5 66,1104 0,0111

6 0,79 0,1851 0,7807 0,5 114,2 65,7452 0,0103

6,5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 123,9 65,3799 0,0096

7 0,79 0,1851 0,7807 0,5 133,6 64,6494 0,0089

7,5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 143,3 64,6494 0,0084

Penurunan Konsolidasi Primer (cm) 7,3445

Penurunan total yang terjadi pada pondasi telapak adalah:

Stot = Si + Sc = 3,7207 cm + 7,3445 cm = 11,0652 cm

F. Perhitungan Pondasi Cakar Ayam

1. Dimensi dan Daya Dukung Tanah

a. Dimensi Pondasi

Tebal pelat, t = 15 cm = 150 mm

Jarak pipa, a = 2 m = 2000 mm

Tinggi pipa, h = 4 m = 4000 mm

78

Diameter pipa (luar) = 1,5 m = 1500 mm

Tebal pipa, d = 8 cm = 80 mm

b. Daya Dukung Tanah

Besarnya nilai daya dukung tanah pondasi cakar ayam dihitung

berdasarkan persamaan daya dukung menurut Terzaghi.

Kohesi tanah, c = 39 kN/m2

Berat volume tanah, γ = 18,4 kN/m3

Sudut geser dalam tanah, ϕ = 3,9o

a=e(0,75. π−∅

2 ).tan∅=e

(0,75. π−3,9°2 ).tan 3,9°

=1,0281

Nq=a2

2 cos2(45 °+∅2 )

= 1,02812

2cos2(45 °+ 3,9 °2 )

=1,1031

NC=( Nq−1 ) .cot∅=(1,1031−1 ) .cot 3,9°=1,5123

K pγ=tan 2(45 °+∅2 )=tan2(45 °+3,9 °

2 )=1,1460

N γ=tan∅

2 [ K pγ

cos2∅−1]= tan3,9 °

2 [ 1,1460cos23,9 °

−1]=0,0052

Pondasi berbentuk lingkaran, maka sc = 1,3 dan sγ = 0,6

qu = c.Nc.sc + Df.γ.Nq+0,5.γ.b.Nγ.sγ

= 39. 1,5123 . 1,3 + 4. 18,4 . 1,1031 + 0,5. 18,4. 1,5 . 0,0052. 0,6

= 157,9048 kN/m2

2. Tekanan Tanah Pasif

79

λ= tan2(45 °+∅2 )=tan 2(45 °+3,9 °

2 )=1,1460

P = ½.h2.γ.λ.b = ½. 42. 18,4. 1,1460. 1,5 = 253,0368 kN

3. Jumlah Pipa

Beban terpusat yang bekerja di atas pondasi ditinjau satu jalur memanjang

selebar a = 2,5 m:

a. Jumlah pipa yang dibutuhkan untuk menyeimbangkan beban P4

P4 = 2770,038 kN

L= Pq .a

= 2770,038157,9048 .2,5

=7,02m

½L = 3,51 m

Momen lentur di titik A:

M = ½.q.a.( ½L)2 = ½.157,9048 .2,5 .( ½. 7,02)2 = 2429,66 kNm

Momen lawan akibat tekanan tanah pasif:

m = P.2/3. h = 253,0368.2/3. 4 = 674,7648 kNm

Jumlah pipa yang memberikan keseimbangan agar Ʃm = M, adalah:

N= Mm

= 2429,66674,7648

≅ 4 buah pipa

Jadi dibutuhkan 4 buah pipa di sebelah kiri titik A, dan 4 buah pipa di

sebelah kanan titik A.

80

Untuk perhitungan titik lainnya ditampilkan dalam tabel berikut ini.

Tabel 16. Hasil perhitungan kebutuhan jumlah pipa.

Titik P (kN) L (m) M (kNm) m (kNm) N

B 279,348 0,71 24,7096 674,765 0,04

C 450,046 1,14 64,134 674,765 0,10

D 422,883 1,07 56,6259 674,765 0,08

Dari hasil perhitungan diketahui jumlah pipa yang dibutuhkan untuk

menyeimbangkan ketiga titik beban tersebut kurang dari satu,

sehingga dengan menyesuaikan lebar jalur maka dibuat 3 pipa untuk

ketiga beban tersebut.

4. Penulangan Pelat

Diketahui:

Jumlah beban dalam satu lajur yang ditinjau, Q = 507459,20 kg

b = 2,5 m = 250 cm t = 20 cm

k = 1 kg/cm3 E = 350000 kg/cm2

I = 1/12. 250. 203 = 166666,6667 cm4

M max=Q

4 4√ k . b4 EI

= 507459,20

4 4√ 1.2504. 350000 . 166666,6667

=2217,4321 kNm

M n=M u

0,8=2217,4321

0,8=2771,7901 kNm


f’c = 17,89 MPa Dtul.bawah= 12 mm

p = 40 mm Ly = 34,14 m

81

t = 200 mm Lx = 34,14 m

ρmax=β1 . 450600+fy

.0,85 . f ' cfy

=0,85. 450600+240

.0,85 . 17,89240

=0,0289

ρmin=1,4fy

= 1,4240

=0,0058


dx = t – p – ½. Dtul.atas = 200 – 40 – ½. 12 = 154 mm


= 142 mm


Rn=M n

b . dx2 =

2771,79011000. (108 )2

=0,0001

ρ=0,85. f ' cfy [1−√1− 2. Rn

0,85. f ' c ]¿0,85. 17,89

240 [1−√1− 2.0,00010,85.17,89 ]=4,8.10−7


As = ρ.b.dx = 0,0058. 1000. 154 = 893,2 mm2






Rn=M n

b . dx2 =

2771,79011000. (108 )2

=0,0001

82

ρ=0,85. f ' cfy [1−√1− 2. Rn

0,85. f ' c ]¿0,85. 17,89

240 [1−√1− 2. 0,00010,85.17,89 ]=5,7.10−7


As = ρ.b.dx = 0,0058. 1000. 142 = 823,6 mm2






Tegangan pada dasar pondasi yang timbul dihitung berdasarkan

perumusan:

qo=ƩPA

dengan,

qo = tegangan pada dasar pondasi (kN/m2)

ƩP = jumlah beban dari hasil SAP2000 (kN)

A = luasan pondasi cakar ayam (m2)

qo=ƩPA

=89586,7287794,4963

=112,7592kN /m2

Dari hasil perhitungan di atas diperoleh nilai tegangan maksimum sebesar

112,7592 kN/m2.

6. Faktor Keamanan

83

FK=qa

qo=157,9048 kN /m2

112,7592kN /m2 =1,5



qn = qo – Df.γ = 112,7592 – 4. 18,4 = 39,1591 kN/m2

Δσz = qn.I


qn = 39,1591 kN/m2

I = faktor pengaruh

Nilai faktor pengaruh (I) dapat dilihat pada gambar 19.

Tabel 17. Perhitungan tegangan tanah tambahan pada kedalaman, z = 4,5 m pondasi cakar ayam.

Titikz r x


(m) (m) (m) kN/m2

A 4,5 17,07 0 0 0,2636 0,92 36,0264B 4 31,14 17,07 0,5482 0,1285 0,94 36,8096



Tabel 18. Hasil analisa tegangan tanah tambahan akibat beban bangunan pondasi cakar ayam.

Kedalaman Δσz di Titik A Δσz di Titik B Δσz rata-rata

(m) kN/m2 kN/m2 kN/m2

4,5 36,0264 36,8096 36,4180

84

5 35,2432 36,0264 35,63485,5 34,8516 36,0264 35,43906 34,8516 35,6348 35,2432

6,5 34,4600 35,6348 35,04747 34,0684 35,2432 34,6558

7,5 34,0684 35,2432 34,6558

b. Tegangan tanah efektif

Hasil perhitungan tegangan tanah efektif dapat dilihat pada Tabel 11.

8. Penurunan Pondasi Cakar Ayam

a. Penurunan Segera


Si=μ1. μ0 .qo . D

E


D = diameter pondasi (m)

μ1 = faktor koreksi untuk lapisan tanah dengan tebal H

μ0 = faktor koreksi kedalaman pondasi.


85

Gambar 20. Grafik faktor penurunan segera menurut Janbu

Dengan:

H = ketebalan lempung = 11 m (diperoleh berdasarkan hasil

uji boring log)

Df = kedalaman pondasi = 4 m

Maka penurunan segera pondasi cakar ayam adalah:

Si=0,35.0,98 . 112,7592 .1,54000

.100=1,4504 cm


Sc=C c . H1+eo

logPO+∆ p

PO


adalah:

Sc=0,1851.0,51+0,7807

log 85,1+36,418085,1

=0,008 m=0,8 cm

86

Tabel 19. Hasil perhitungan konsolidasi primer pondasi cakar ayam

Kedalamane Cc eo

h Po Δσz=Δp Sc

(m) (m) kN/m2 kN/m2 (m)

4,5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 85,1 36,4180 0,0080

5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 94,8 35,6348 0,0072

5,5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 104,5 35,4390 0,0066

6 0,79 0,1851 0,7807 0,5 114,2 35,2432 0,0061

6,5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 123,9 35,0474 0,0056

7 0,79 0,1851 0,7807 0,5 133,6 34,6558 0,0052

7,5 0,79 0,1851 0,7807 0,5 143,3 34,6558 0,0049

Penurunan Konsolidasi Primer (cm) 4,3623

Sehingga penurunan total yang dialami pondasi cakar ayam:

Stot = Si + Sc = 1,4504 cm + 4,3623 cm = 5,8127 cm

G. Stabilitas Terhadap Penggulingan

Faktor aman terhadap penggulingan (SF) didefinisikan sebagai:

FK=Σ M t

Σ M G≥ 1,5

ΣMt = ΣM + ΣMp

ΣMG = ΣMu + ΣMa

Dengan:

ΣMt = Jumlah momen tahan terhadap guling (kNm)

ΣMG = Jumlah momen sesungguhnya yang menyebabkan guling (kNm)

ΣM = Jumlah momen akibat berat sendiri (kNm)

ΣMp = Jumlah momen pasif (kNm)

87

ΣMu = Jumlah momen akibat beban angin (kNm)

ΣMa = Jumlah momen aktif (kNm)

Besarnya momen akibat berat sendiri dihitung tanpa berat produk, dianggap

tangki dalam keadaan kosong.

ΣM = 760,5605 kN . 17,07 m = 12982,7684 kNm

Tekanan tanah pasif

K p=tan2(45 °+∅2 )=tan2(45°+ 3,9 °

2 )=1,1460

Pp = 0,5. γb. h2. Kp = 0,5. 18,4. 42. 1,1460 = 168,6912 kN

ΣMp = Pp. 1/3h = 168,6912 . 1/3. 4 = 224,9216 kNm

Momen akibat beban angin.

ΣMu = 0,45 . 5,4870 . (¼. π. 34,142 + 10,974. 34,14) = 3185,3640 kNm

Tekanan tanah aktif

K a=tan2(45 °−∅2 )=tan2(45 °−3,9 °

2 )=0,8726

Pa = 0,5. γb. h2. Ka = 0,5. 18,4. 42. 0,8726 = 128,4467 kN

ΣMp = Pa. 1/3h = 128,4467 . 1/3. 4 = 171,2623 kNm

FK= ΣM+ΣM pΣM u+ΣM a

=12982,7684+224,92163185,3640+171,2623

=3 ≥ 1,5OK !

Jadi tangki dengan kedalaman pondasi 4 m dapat menahan momen

penggulingan.

H. Hasil Analisa Perhitungan

88

Dari perhitungan yang telah dilakukan maka diperoleh beberapa parameter

yang digunakan dalam menentukan pondasi dangkal yang dapat digunakan,

seperti terlihat pada tabel di bawah ini.

Tabel 20. Hasil analisa perhitungan.

Alternatifpondasi

Daya Dukung Tanah

(kN/m2)

Tegangan Yang Terjadi(kN/m2)

FKPenurunan

(cm)

Sarang Laba-Laba 217,3190 97,8649 2,5 3,3296Telapak 199,0354 146,6502 1,4 11,0652

Cakar Ayam 157,9048 112,7592 1,5 5,3292

Dari tabel 20, maka dapat dibuat grafik daya dukung tanah, tegangan yang

terjadi, faktor keamanan (FK), dan penurunan untuk setiap pondasi seperti

yang terlihat pada gambar di bawah ini.

1 2 30

50

100

150

200

250

Jenis Pondasi

Dya

Duk

ung

Tan

ah

(kN

/m2)

KSLL Telapak Cakar Ayam

Gambar 21. Grafik daya dukung tanah untuk setiap pondasi.

89

1 2 30

20406080

100120140160

Jenis Pondasi

Teg

anga

n Y

g T

erja

di

(kN

/m2)


Gambar 22. Grafik tegangan tanah yang terjadi untuk setiap pondasi.

1 2 30

0.5

1

1.5

2

2.5

3

Jenis Pondasi

FK


Gambar 23. Grafik faktor keamanan (FK) yang terjadi untuk setiap pondasi.

1 2 30

2

4

6

8

10

12

Jenis Pondasi

Penu

runa

n (c

m)


Gambar 24. Grafik penurunan yang terjadi untuk setiap pondasi.

8. bab 4 hasil dan pembahasan refisi september 1

Engineering