perencanaan embung kedung bunder kabupaten … · 2013-11-12 · penduduk adalah petani, ......

1

PERENCANAAN EMBUNG KEDUNG BUNDER KABUPATEN PROBOLINGGO Nama : Ahmad Naufal Hidayat NRP : 3110105031 Jurusan : Teknik Sipil FTSP – ITS Dosen Pembimbing : 1. Ir. Abdullah Hidayat, SA, MT 2. Ir. Bambang Sarwono, MSc Abstrak Desa Tongas Wetan Kecamatan Tongas, Kabupaten Probolinggo merupakan daerah rawan kekeringan. Sungai yang pada musim penghujan dapat ditemukan banyak air atau muka air sungai tinggi, menjadi dangkal pada saat musim kemarau. Sebagai usaha untuk mengatasi kesulitan air bagi masyarakat Desa Tongas Wetan, maka pembangunan embung merupakan salah satu alternatif yang dapat diterapkan dalam mengatasi kekurangan air di Desa Tongas Wetan. Perencanaan kapasitas embung ini didasarkan pada data curah hujan. Untuk mendapatkan data debit air yang masuk ke dalam embung, maka data curah hujan dikonversikan ke data debit air. Perencanaan pelimpah didasarkan pada analisa debit banjir rencana menggunakan hidrograf satuan sintetik Nakayasu. Setelah desain konstruksi embung diperoleh, maka dilakukan kontrol stabilitas agar bangunan aman terhadap kondisi yang berbahaya.

Perhitungan – perhitungan yang dilakukan dalam perencananaan Embung Kedungbunder ini meliputi analisa hidrologi yang meliputi perhitungan curah hujan rencana dan debit rencana, analisa kapasitas tampungan, analisa spillway, analisa tubuh embung, serta analisa kestabilan spillway maupun tubuh embung terhadap gaya – gaya yang terjadi.

Dari perhitungan yang telah dilakukan, diperoleh curah hujan rencana periode ulang 20 tahun sebesar 101,81 mm, debit rencana periode ulang 20 tahun sebesar 21,640 m3/dtk, proyeksi jumlah penduduk pada tahun 2030 sebanyak 7637 jiwa dengan kebutuhan air per orang 60 lt/org/hr, mercu spillway menggunakan mercu Ogee Tipe I dengan elevasi mercu pada +96.10 dan elevasi muka air banjir pada + 97.08 dengan total kapasitas tampungan sebesar 99448 m3. Sedangkan tubuh embung menggunakan urugan tanah dengan kemiringan hulu dan hilir tubuh embung adalah 1 : 2, elevasi puncak berada pada + 99.00 dan elevasi dasar berada pada + 88.00. Tinggi jagaan embung dipakai sebesar 1.92 meter. Tubuh embung dan spillway dinyatakan aman terhadap gaya – gaya yang terjadi. Sedangkan saluran pengambilan menggunakan pipa HDPE yang selanjutnya ditampung di bak penampungan air

Kata kunci : perencanaan, perencanaan embung, spillway

2

BAB I PENDAHULUAN

1.1 Latar Belakang

Desa Tongas Wetan terletak di Kecamatan Tongas Kabupaten Probolinggo yang memiliki luas ± 800 ha, dengan batas wilayah sebelah utara berbatasan dengan Desa Tongas Kulon, sebelah timur berbatasan dengan Desa Wringinanom, sebelah selatan berbatasan dengan Desa Sumberkramat dan sebelah barat berbatasan dengan Desa Klampok . Desa Tongas Wetan terdiri dari 5 dusun. Jumlah penduduk Desa Tongas Wetan tahun 2010 sebanyak 6362 jiwa dengan jumlah rumah tangga 1266 keluarga, 350 keluarga diantaranya merupakan keluarga pra sejahtera. Mata pencaharian penduduk adalah petani, dagang dan jasa.

Pada musim kemarau warga Desa Tongas khususnya Desa Tongas Wetan kesulitan mendapatkan air bersih. Sumur gali yang ada kering dan harus mengambil dari tempat yang jauh. Sungai yang pada musim penghujan dapat ditemukan banyak air atau muka air sungai tinggi, menjadi dangkal pada saat musim kemarau.

Untuk kebutuhan air minum, warga mengambil sendiri di lokasi sumber air yang lokasinya cukup jauh. Kondisi masyarakat yang berada di Desa Tongas Wetan merupakan masyarakat menengah ke bawah dan terbanyak merupakan masyarakat miskin dengan penghasilan yang rendah, dengan kondisi tersebut banyak masyarakat yang tidak mampu untuk membeli air.

Oleh karena itu perlu dibuat suatu media yang dapat menampung air di musim hujan dan dapat digunakan pada saat musim kemarau, sehingga masyarakat di Desa Tongas Wetan tidak perlu berjalan jauh untuk mendapatkan air bersih, baik yang digunakan untuk kebutuhan MCK dan terutama untuk pemenuhan kebutuhan air minum.

Dari identifikasi topografi, pembangunan embung merupakan salah satu alternatif yang dapat diterapkan dalam mengatasi kekurangan air di Desa Tongas Wetan.

1. Berapa kebutuhan air baku yang dibutuhkan, Desa Tongas Wetan, Kecamatan Tongas Kabupaten Probolinggo?

2. Apakah ketersediaan air berdasarkan kebutuhan air baku di desa Tongas wetan dapat terpenuhi?

3. Berapa dimensi rencana embung yang diperlukan untuk mendapatkan volume tampungan berdasarkan kebutuhan air yang diperlukan?

4. Bagaimana kostruksi tubuh bendungan? 5. Bagaimana kostruksi bangunan spillway?

1.3 Tujuan

1. Mengetahui berapa kebutuhan air baku di Desa Tongas Wetan.

2. Mengetahui kecukupan ketersediaan air berdasarkan kebutuhan air baku di Desa Tongas Wetan

3. Mengetahui dimensi embung untuk mendapatkan volume tampungan berdasakan kebutuhan air yang diperlukan.

4. Mengetahui bentuk kostruksi tubuh bendung.

5. Mengetahui bentuk bangunan spillway.

1.4 Batasan Masalah 1. Tidak membahas analisa ekonomi 2. Tidak membahas metode pelaksanaan 3. Tidak merencanakan saluran pengambilan. 4. Analisa konstruksi hanya meliputi tubuh

bendungan dan spillway. Dan perhitungan kestabilan dianalisa pada tubuh bendungan dan spillway.

1.5 Manfaat

Tugas akhir ini diharapkan dapat merencanakan detail embung untuk menampung air sesuai dengan kapasitas yang ada sehingga kebutuhan air di Desa Tongas Wetan dapat terpenuhi. 1.6 Peta Lokasi

Lokasi embung Kedungbunder terletak pada Kecamatan Tongas, Kabupaten Probolinggo, seperti yang ditunjukkan pada gambar 1.1

3

( PT. Candi Kencana Sabda Wisesa, 2010 ) Gambar 1.1. Lokasi Embung Kedungbunder

BAB III METODOLOGI

Metodologi dalam penyelesaian tugas akhir

ini adalah sebagai berikut : 3.1. Studi Literatur Studi pengumpulan literatur ini dimaksudkan

untuk mengetahui rumus – rumus dan dasar teori yang digunakan dalam perhitungan pengerjaan Tugas Akhir ini, meliputi perhitungan hidrologi, analisa hidrolika, dan kestabilan bendungan.

3.2. Pengumpulan Data Data – data yang diperlukan dalam

penyelesaian Tugas Akhir ini adalah : Data Topografi Data Hidrologi Data Klimatologi Data Jumlah Penduduk Data Tanah 3.3. Penyelesaian Permasalahan Analisa permasalahan meliputi : Analisa Kapasitas Tampungan

- Pada analisa ini meliputi hubungan antara volume dan luas area terhadap elevasi bendungan

Analisa Hidrologi - Perhitungan hujan rata – rata dengan

metoda Arithmatic Mean atau Thiessen Polygon.

- Perhitungan distribusi hujan dengan metoda, misalnya Log Pearson Tipe III

- Melakukan uji distribusi hujan dengan metoda Uji Chi – Kuadrat dan metoda Smirnov – Kolmogorov

- Setelah dilakukan pengujian, selanjutnya melakukan perhitungan debit banjir rencana dengan menggunakan metoda hidrograf Nakayasu.

- Perhitungan reservoir routing ( penelusuran banjir di waduk )

- Perhitungan evaporasi dengan menggunakan rumus empiris Penmann.

- Melakukan cek water balance ( keseimbangan air ) akibat perubahan debit inflow dan outflow.

Analisa Hidrolika - Melakukan perhitungan dimensi spillway (

bangunan pelimpah ), meliputi saluran pengarah, saluran pengatur, saluran transisi, saluran peluncur, dan peredam energi.

- Melakukan perhitungan dimensi tubuh bendungan, meliputi kemiringan lereng, tinggi bendungan, dan lebar mercu bendungan

Analisa Kestabilan Tubuh Bendung dan Bangunan Pelimpah ( Spillway ) - Perhitungan kestabilan tubuh bendung

yang meliputi, kestabilan lereng bendungan pada saat bendungan kosong, banjir, dan pada saat banjir turun tiba – tiba.

- Perhitungan kestabilan bangunan pelimpah ( spillway ) meliputi, kontrol rembesan, stabilitas gaya tekan ke atas, stabilitas guling, stabilitas geser, kontrol ketebalan lantai, dan stabilitas daya dukung tanah.

Lokasi embung, Desa Tongas Wetan, Kec. Tongas, Kabupaten Probolinggo

4

DIAGRAM ALIR

Gambar 3.1 Diagram Alir Pengerjaan Tugas Akhir

BAB IV

ANALISA HIDROLOGI

4.1. Kebutuhan Air Penduduk Metode yang digunakan dalam memproyeksi

pertumbuhan penduduk adalah Metode Linear Geometri, dengan rumus sebagai berikut : 푃푡 = 푃표(1 + 푟) ........................................( 4.1) ( Ir. Sarwoko Mangkudiharjo, 1985 ) Dimana : Pt = jumlah penduduk pada t tahun mendatang Po = jumlah penduduk pada awal tahunproyeksi r = laju pertumbuhan rata – rata penduduk per tahun t = banyak perubahan tahun

Untuk perhitungan laju rata – rata pertumbuhan penduduk dapat dilihat pada tabel 4.21, sedang untuk kebutuhan air penduduk dapat dilihat pada tabel 4.22 berikut.

Tabel 4.1. Laju Pertumbuhan Rata – Rata Penduduk

( Sumber : Perhitungan ) Tabel 4.2. Perhitungan Proyeksi Kebutuhan

Air Penduduk

( Sumber : Perhitungan )

Dari tabel di atas dapat disimpulkan untuk kebutuhan air 20 tahun mendatang adalah 5,834 lt/dtk

5

4.2. Debit Andalan Perhitungan debit andalan diawali dengan

melakukan perhitungan curah hujan andalan dimana prosentase sebesar 80% terlampaui dan selanjutnya dijadikan debit andalan.

Berikut perhitungan curah hujan andalan pada tabel 4.3 dan 4.4, sedangkan perhitungan debit andalan pada tabel 4.5

4.3. Perhitungan Lengkung Kapasitas

Embung Rumus yang digunakan dalam perhitungan

lengkung kapasitas adalah sebagai berikut : 퐼 = ∑ (퐹 + 퐹 ) 1

2 (ℎ − ℎ ) .......... ( 4.2 ) Dimana : Fi = luas daerah yang dikelilingi oleh garis tinggi hi Fhi+1 = luas daerah yang dikelilingi oleh garis tinggi hi+1

Hasil perhitungan lengkung kapasitas dapat dilihat pada tabel 4.20 dan pada grafik 4.2.

Tabel 4.5. Perhitungan Lengkung Kapasitas


6

( Sumber : Perhitungan ) Gambar 4.1. Grafik Hubungan Elevasi, Luas

Genangan, dan Volume

4.4. Evaporasi Perhitungan evaporasi menggunakan rumus

empiris Penman sebagai berikut : 퐸 = 0,35 ( 푒 − 푒 ) 1 + .................( 4.3 ) (Suyono Sosrodarsono, 2006) Dimana : E = evaporasi (mm/hari). Ea = tekanan uap jenuh pada suhu rata-rata harian (mm/Hg) ed = tekanan uap sebenarnya (mm/Hg). V = kecepatan angin pada ketinggian 2 m

di atas permukaan tanah (mil/hari)

Tabel 4.6. Tekanan Uap Jenuh

(Suyono Sosrodarsono, 2006) Contoh perhitungan : Diketahui : Suhu pada bulan Januari adalah 28,32°C,

didapat ea = 29,45 mm/hg ( lihat tabel 4.7 ) Kecepatan angin = 28,95 mil/hr

Kelembaban = 87,39 % ed = 29,45 mm/hg x 87,39% = 25,74 mm/hg 퐸 = 0,35(29,45 − 25,74) 1 + , =

1,68 푚푚/ℎ푟 퐸 = , × 30 = 0,05 푚/푏푙푛

Selanjutnya perhitungan dapat ditabelkan pada tabel 4.24.

Tabel 4.7. Perhitungan Evaporasi

( Sumber : Perhitungan ) 4.5. Kapasitas Mati

Karena tidak adanya hasil pengukuran sedimen yang dapat digunakan pada perencanaan ini, maka penentuan sediman ditentukan dengan persamaan : 푃푠 = 푅푠 푥 ................................................( 4.4 )

( Suyono Sosrodarsono, 2002 ) Dimana : Rs = angka sedimentasi tahunan suatu waduk ( m3/m3/tahun ) Rs = V/F ( sedimentasi tahun – tahun yang telah lalu ) F = kapasitas waduk ( m3 ) V = Volume sedimen selama umur bangunan ( m3 ) Ps = Muatan sedimen per tahun( m3/km2/tahun ) A = Luas DAS ( km2 )

Untuk penentuan angka sedimentasi bisa dilihat pada tabel 2.6, sesuai dengan karakteristik topografi dimana : Merupakan stadium pertengahan Intensitas erosinya kecil kecuali dalam keadaan

banjir Kemiringan dasar sungai ± 1/800 Termasuk zona B dimana terdapat gunung

berapi Dari tabel diatas, angka sedimentasi untuk

embung Kedung Bunder adalah antara 50 - 100 m3/km2/tahun. Jadi dapat diperkirakan ± 50 m3/km2/tahun.

Jadi selanjutnya dapat dirumuskan sebagai berikut : 푉표푙푢푚푒 푠푒푑푖푚푒푛 = 푃푠 × 퐴 × 푇

7

Dimana : Ps = angka sedimen ( m3/km2/tahun ) A = luas DAS ( km2 ) T = umur rencana embung ( tahun ) 푉표푙푢푚푒 푠푒푑푖푚푒푛 = 50 × 7,872 × 20 = 7872 푚 Dari grafik lengkung kapasitas, volume sedimen terletak pada elevasi + 91,10 4.6. Kapasitas efektif

Perhitungan kapasitas efektif ini untuk mengetahui berapa perubahan volume waduk akibat debit inflow dan outflow. Debit inflow didapat dari perhitungan debit andalan, sedangkan debit outflow diperoleh dari perhitungan evaporasi dan perhitungan kebutuhan air penduduk.

Tabel 4.8. Perhitungan Kapasitas Efektif


Dari hasil analisa kapasitas efektif tersebut, diperoleh kapasitas efektif maksimum sebesar 91576 m3

,oleh karena itu yang dipakai dalam perhitungan adalah kapasitas tampung efektif.

Jadi total kapasitas tampungan adalah :

Kapasitas mati = 7872 m3 Kapasitas efektif = 91576 m3

Kapasitas Total = Kap. Mati + Kap. Efektif

= 7872 m3+ 91576 m3 = 99448 m3

Jika diplotkan pada grafik lengkung kapasitas, maka didapatkan elevasi + 96,10 yang digunakan sebagai elevasi rencana mercu bendung.

Selanjutnya dapat di buat kurva massa terhadap debit inflow dan kebutuhan air.

( Sumber : Perhitungan ) Gambar 4.2. Kurva Massa Debit Inflow dan

Outflow

4.7 Analisa Curah Hujan Rata - rata Dari hasil analisa metode Thiessen Polygon,

ternyata yang berpengaruh hanya satu stasiun hujan yaitu, stasiun hujan Gunggungankidul. Berikut ini data curah hujan maksimum yang terjadi di stasiun hujan Gunggungankidul selama 20 tahun

Tabel 4.9. Data curah hujan maksimum


8

4.8 Perhitungan Parameter Statistik Analisa frekuensi bertujuan untuk

menentukan metode analisa distribusi yang tepat dalam menentukan tinggi hujan rencana.

Dalam perhitungan parameter statistik, data hujan pada tabel 4.1 diurutkan atau diranking terlebih dahulu. Berikut ini hasil perhitungan parameter statistik dapat dilihat pada tabel 4.2.

Tabel 4.10. Hasil Perhitungan Parameter

Statistik

( Sumber : Perhitungan)

Dari tabel 4.10 diatas maka diperoleh parameter – parameter sebagai berikut : Nilai rata – rata ( mean ) :

푅 =∑푅푛

=1589

20= 79,45

Standar deviasi

푆푑 =∑(푅 − 푅)푛 − 1

=3094,9520 − 1

= 12,76

Koefisien variasi

퐶푣 =푆푑푅

=12,7679,45

= 0,16

Koefisien kemencengan

퐶푠 =푛∑(푅 − 푅)

(푛 − 1)(푛 − 2)푆푑

=20 × 9742,99

(20 − 1)(20 − 2)12,76= 0,27

Koefisien kurtosis

퐶푘 =푛 ∑(푅 − 푅)

(푛 − 1)(푛 − 2)(푛 − 3)푆푑

=20 × 797236,42

(20 − 1)(20 − 2)(20 − 3)12,76= 2,07

Dari perhitungan parameter diatas, maka metode analisa distribusi yang digunakan adalah metode Pearson Type III dimana nilai Cs dan Ck fleksibel.

4.9 Perhitungan Analisa Distribusi Pearson

Type III Perhitungan hujan rencana metode Pearson

Tipe III menggunakan rumus sebagai berikut : 푅푡 = 푅 + 푘. 푆푑...........................................( 4.5 ) Dimana : Rt = curah hujan rencana dengan periode T tahun ( mm ) 푅 = curah hujan maksimum rata-rata ( mm ) Sd = standar deviasi k = faktor dari sifat distribusi Pearson Tipe III,

yang didapat dari tabel fungsiCs dan probabilitas kejadian. (tabel 2.1 nilai k metode Pearson Tipe III)

Selanjutnya dapat ditabelkan hasil

perhitungan analisa distribusi metode Pearson Tipe III pada tabel 4.11 berikut :

Tabel 4.11. Hujan Rencana Dengan Metode

Pearson Tipe III

( Sumber : Perhitungan) 4.10 Uji Kesesuaian Distribusi 4.10.1 Uji Chi Kuadrat

Langkah – langkah perhitungan uji Chi Kuadrat adalah sebagai berikut : Jumlah data ( n ) = 20 Jumlah kelas ( K ) = 1 + 1,322 ln . n = 1 + 1,322 x ln( 20 ) = 4,96 → dibulatkan 5 Peluang Interval (P) = 1/G = 1/5 = 0,20

sub grup I = X ≤ 0.20 sub grup II = 0.20 ≤ P ≤ 0.40 sub grup III = 0.40 ≤ P ≤ 0.60 sub grup IV = 0.60 ≤ P ≤ 0.80 sub grup V = P ≥ 0.80

Dari hasil perhitungan distribusi Pearson Tipe III diperoleh harga :

9

R = 79,45 mm Sd = 12,76 Untuk P = 0,20 R = 79,45 + (-0,93. 12,76) = 67,63 mm Untuk P = 0,40 R = 79,45 + (-0,44. 12,76) = 73,79 mm Untuk P = 0,60 R = 79,45 + (0,37. 12,76) = 84,11 mm Untuk P = 0,8 R = 79,45 + (0,68. 12,76) = 88,15 mm Sehingga : Sub group I : x ≤ 67,63 Sub group II : 67,63 < x ≤ 73,79 Sub group III : 73,79 < x ≤ 84,11 Sub group IV : 84,11 < x ≤ 88,15 Sub group V : x > 88,15

Selanjutnya perhitungan dapat dilanjutkan dalam tabel 4.12 sebagai berikut :

Tabel 4.12. Perhitungan Uji Chi Kuadrat


Berdasarkan berdasarkan perhitungan

didapat kesimpulan bahwa Xh² < X² yaitu, 1,50 < 5,991 sehingga persamaan Distribusi Pearson Tipe III Dapat diterima

4.10.2 Uji Smirnov Kolmogorov

Prosedurnya adalah sebagai berikut 1) Urutkan data (dari besar ke kecil atau sebaliknya) dan tentukan besarnya peluang dari masing – masing data tersebut ;

X1 P( X1 ) X2 P( X2 ) X3 P( X3 ) X4 P( X4 )

2) Tentukan nilai masing – masing peluang teoritis dari hasil penggambaran data (persamaan distribusinya) :

X1 P’( X1 ) X1 P’( X1 ) Xm P’( Xm ) Xn P’( Xn )

3) Dari kedua nilai peluang tersebut tentukan selisih terbesarnya antara peluang pengamatan dengan peluang teoritis.

D = maksimum [ P(Xm) – P`(Xm) ] 4) Berdasarkan tabel nilai kritis (Smirnov – Kolmogorov test) tentukan harga D0 ( Tabel 2.4 )

Apabila D lebih kecil dari D0 maka distribusi teoritis yang digunakan untuk menentukan persamaan distribusi dapat diterima, apabila D lebih besar dari D0 maka distribusi teoritis yang digunakan untuk menentukan persamaan distribusi tidak dapat diterima.

Berikut perhitungan uji Smirnov Kolmogorov:

Tabel 4.13. Perhitungan Uji Smirnov

Kolmogorov

( Sumber = Perhitungan )

Didapat kesimpulan bahwa Dmax = 0,1225 < Do = 0,29, maka distribusi Pearson Tipe III Dapat diterima.

4.11 Perhitungan Distribusi Hujan 4.11.1 Perhitungan Rata-Rata Hujan Sampai

Jam ke-t

푅푡 =/

...........................................( 4.6 ) Dimana : Rt = Rata – rata hujan pada jam ke – t ( mm ) t = Waktu lamanya hujan ( jam ) T = Lamanya hujan terpusat ( jam ) R24 = Curah hujan harian efektif (mm) Jam ke 1

푅푡 =푅

551

/

= 0,584푅

Jam ke 2

푅푡 =푅

552

/

= 0,368푅

10

Jam ke 3

푅푡 =푅

553

/

= 0,281푅

Jam ke 4

푅푡 =푅

554

/

= 0,232푅

Jam ke 5

푅푡 =푅

555

/

= 0,2푅

4.11.2 Perhitungan Tinggi Hujan Pada Jam ke – t

Untuk menghitung curah hujan hingga jam ke T rumus umumnya adalah sebagai berikut : 푅푡 = 푡 × 푅푡 − [(푡 − 1) × 푅(푡 − 1)]...........( 4.7 ) Dimana : Rt = Curah hujan jam ke - t Rt = Rata-rata hujan sampai jam ke - t t = Waktu hujan dari awal sampai jam ke - t R(t-1) = Rata-rata hujan dari awal sampai jam ke ( t-1 ) Maka : R1 = 1 × R1 – 0 = 0,585 R24

R2 = 2 × R2 – ( 2-1 ) × R(2-1)

= 2 × 0,368 R24 – 1 × 0,585 R24 =0,152 R24

R3 = 3 × R3 – ( 3-1 ) × R(3-1) = 3 × 0,281 R24 – 2 × 0,368 R24 = 0,107 R24

R4 = 4 × R4 – ( 4-1 ) × R(4-1) = 4 × 0,232 R24 – 3 × 0,281 R24 = 0,085 R24

R5 = 5 × R5 – ( 5-1 ) × R(5-1) = 5 × 0,200 R24 – 4 × 0,232 R24 = 0,072 R24

4.11.3 Perhitungan Curah Hujan Efektif

Perhitungan hujan efektif menggunakan rumus : 푅 = 퐶 ×푅푡................................................................( 4.8 ) Dimana : Reff = Curah hujan efektif ( mm ) ( lihat tabel 4.6 ) C = Koefisien pengaliran Rt = Curah hujan rencana ( mm )

Tabel 4.14. Angka Koefisien Pengaliran

(Suyono Sosrodarsono, 2006)

Dari peninjauan lokasi di lapangan, maka ditetapkan harga koefisien pengaliran sebesar 0,5.

Hasil perhitungan curah hujan efektif dapat dilihat pada tabel di bawah.

Tabel 4.15. Curah Hujan Efektif


Sedangkan hasil perhitungan curah hujan efektif jam – jaman dapat dilihat pada tabel 4.16 berikut.

Tabel 4.16. Curah Hujan Efektif Jam – jaman

( Sumber : Perhitungan ) 4.12 Perhitungan Debit Banjir Rencana

Perhitungan debit banjir rencana ini menggunakan metode Unit Hidrograf Nakayasu. Diketahui karakteristik DAS : Luas DAS = 7,872 km2 Panjang Sungai ( L ) = 8,832 km Tg = 0,96485 jam α = 1,4 t0,3 = 2,89 jam

11

tp = 1,76 jam

Tp + T0,3 = 4,66 jam Tp + T0,3 + 1,5T0,3 = 9,001 jam

)0,3TTp(0,3 3,60

oRAQp

= 0,6386 m3 /

det Berikut ini tabel kurva pada tiap – tiap

parameter.

Tabel 4.17. Kurva Naik ( 0 < t < Tp) atau ( 0 < t < 1,76 )


Tabel 4.18. Kurva Turun ( Tp < t < Tp + T0,3 ) atau ( 1,76 < t < 4,66 )


Tabel 4.19. Kurva Turun

( Tp + T0.3 < t < Tp + T0.3 + 1,5T0.3 ) atau ( 4,66 < t < 9,001 )

t t - Tp + 0.5T0.3 ( t - Tp + 0.5T0.3

)/1.5T0.3 Q

4.8 4.482425928 1.0324 0.184 5 4.682425928 1.0784 0.174

5.2 4.882425928 1.1245 0.165 5.4 5.082425928 1.1706 0.156 5.6 5.282425928 1.2166 0.148 5.8 5.482425928 1.2627 0.140 6 5.682425928 1.3088 0.132

6.2 5.882425928 1.3548 0.125 6.4 6.082425928 1.4009 0.118 6.6 6.282425928 1.4470 0.112

6.8 6.482425928 1.4930 0.106 7 6.682425928 1.5391 0.100

7.2 6.882425928 1.5851 0.095 7.4 7.082425928 1.6312 0.090 7.6 7.282425928 1.6773 0.085 7.8 7.482425928 1.7233 0.080 8 7.682425928 1.7694 0.076

8.2 7.882425928 1.8155 0.072 8.4 8.082425928 1.8615 0.068 8.6 8.282425928 1.9076 0.064 8.8 8.482425928 1.9537 0.061 9 8.682425928 1.9997 0.057


Tabel 4.20. Kurva Turun ( t > Tp + T0.3 + 1,5T0.3 ) atau ( t > 9,001 )

t ( t - Tp + 1.5T0.3 )

( t - Tp + 1.5T0.3 )/2T0.3

Q

9.2 11.7769815 2.034 0.055 9.4 11.9769815 2.069 0.053 9.6 12.1769815 2.103 0.051 9.8 12.3769815 2.138 0.049 10 12.5769815 2.173 0.047

10.2 12.7769815 2.207 0.045 10.4 12.9769815 2.242 0.043 10.6 13.1769815 2.276 0.041 10.8 13.3769815 2.311 0.040 11 13.5769815 2.345 0.038

11.2 13.7769815 2.380 0.036 11.4 13.9769815 2.414 0.035 11.6 14.1769815 2.449 0.033 11.8 14.3769815 2.483 0.032 12 14.5769815 2.518 0.031

12.2 14.7769815 2.553 0.030 12.4 14.9769815 2.587 0.028 12.6 15.1769815 2.622 0.027 12.8 15.3769815 2.656 0.026 13 15.5769815 2.691 0.025

13.2 15.7769815 2.725 0.024 13.4 15.9769815 2.760 0.023 13.6 16.1769815 2.794 0.022 13.8 16.3769815 2.829 0.021 14 16.5769815 2.863 0.020

14.2 16.7769815 2.898 0.019

12

14.4 16.9769815 2.933 0.019 14.6 17.1769815 2.967 0.018 14.8 17.3769815 3.002 0.017 15 17.5769815 3.036 0.017

15.2 17.7769815 3.071 0.016 15.4 17.9769815 3.105 0.015 15.6 18.1769815 3.140 0.015 15.8 18.3769815 3.174 0.014 16 18.5769815 3.209 0.013

16.2 18.7769815 3.243 0.013 16.4 18.9769815 3.278 0.012 16.6 19.1769815 3.313 0.012 16.8 19.3769815 3.347 0.011 17 19.5769815 3.382 0.011

17.2 19.7769815 3.416 0.010 17.4 19.9769815 3.451 0.010 17.6 20.1769815 3.485 0.010 17.8 20.3769815 3.520 0.009 18 20.5769815 3.554 0.009

18.2 20.7769815 3.589 0.008 18.4 20.9769815 3.624 0.008 18.6 21.1769815 3.658 0.008 18.8 21.3769815 3.693 0.007 19 21.5769815 3.727 0.007

19.2 21.7769815 3.762 0.007 19.4 21.9769815 3.796 0.007 19.6 22.1769815 3.831 0.006 19.8 22.3769815 3.865 0.006 20 22.5769815 3.900 0.006

20.2 22.7769815 3.934 0.006 20.4 22.9769815 3.969 0.005 20.6 23.1769815 4.004 0.005 20.8 23.3769815 4.038 0.005 21 23.5769815 4.073 0.005

21.2 23.7769815 4.107 0.005 21.4 23.9769815 4.142 0.004 21.6 24.1769815 4.176 0.004 21.8 24.3769815 4.211 0.004 22 24.5769815 4.245 0.004

22.2 24.7769815 4.280 0.004 22.4 24.9769815 4.314 0.004 22.6 25.1769815 4.349 0.003 22.8 25.3769815 4.384 0.003 23 25.5769815 4.418 0.003

23.2 25.7769815 4.453 0.003

23.4 25.9769815 4.487 0.003 23.6 26.1769815 4.522 0.003 23.8 26.3769815 4.556 0.003 24 26.5769815 4.591 0.003


Selanjutnya disusun hidrograf banjir rencana 20 tahun.

Tabel 4.21. Hidrograf Banjir 20 Tahun

t UH Reff Reff Reff Reff Reff

Q 29.73 7.74 5.45 4.33 3.67

jam 0 - 1 jam

1 - 2 jam

2 - 3 jam

3 - 4 jam

4 - 5 jam (m3/dt)

0 0.00 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000 0.5 0.03 0.920 0.000 0.000 0.000 0.000 0.920 1 0.16 4.856 0.239 0.000 0.000 0.000 5.096

1.5 0.43 12.851 1.264 0.169 0.000 0.000 14.284 2 0.58 17.216 3.345 0.890 0.134 0.000 21.585

2.5 0.47 13.984 4.481 2.355 0.707 0.113 21.640 3 0.38 11.358 3.640 3.154 1.870 0.599 20.621

3.5 0.31 9.225 2.956 2.562 2.506 1.584 18.834 4 0.25 7.493 2.401 2.081 2.035 2.123 16.133

4.5 0.20 6.086 1.950 1.690 1.653 1.724 13.104 5 0.17 5.182 1.584 1.373 1.343 1.400 10.882

5.5 0.15 4.511 1.349 1.115 1.091 1.137 9.203 6 0.13 3.927 1.174 0.950 0.886 0.924 7.861

6.5 0.12 3.419 1.022 0.827 0.754 0.750 6.772 7 0.10 2.976 0.890 0.720 0.657 0.639 5.881

7.5 0.09 2.591 0.775 0.626 0.572 0.556 5.120 8 0.08 2.255 0.674 0.545 0.498 0.484 4.457

8.5 0.07 1.963 0.587 0.475 0.433 0.422 3.880 9 0.06 1.709 0.511 0.413 0.377 0.367 3.378

9.5 0.05 1.540 0.445 0.360 0.328 0.319 2.993 10 0.05 1.388 0.401 0.313 0.286 0.278 2.666

10.5 0.04 1.251 0.361 0.282 0.249 0.242 2.385 11 0.04 1.128 0.326 0.254 0.224 0.211 2.142

11.5 0.03 1.016 0.293 0.229 0.202 0.190 1.931 12 0.03 0.916 0.264 0.207 0.182 0.171 1.740

12.5 0.03 0.825 0.238 0.186 0.164 0.154 1.568 13 0.03 0.744 0.215 0.168 0.148 0.139 1.413

13.5 0.02 0.670 0.194 0.151 0.133 0.125 1.274 14 0.02 0.604 0.174 0.136 0.120 0.113 1.148

14.5 0.02 0.545 0.157 0.123 0.108 0.102 1.035 15 0.02 0.491 0.142 0.111 0.098 0.092 0.932

15.5 0.01 0.442 0.128 0.100 0.088 0.083 0.840

13

16 0.01 0.399 0.115 0.090 0.079 0.074 0.757 16.5 0.01 0.359 0.104 0.081 0.071 0.067 0.683 17 0.01 0.324 0.093 0.073 0.064 0.061 0.615

17.5 0.01 0.292 0.084 0.066 0.058 0.055 0.554 18 0.01 0.263 0.076 0.059 0.052 0.049 0.500

18.5 0.01 0.237 0.068 0.053 0.047 0.044 0.450 19 0.01 0.214 0.062 0.048 0.042 0.040 0.406

19.5 0.01 0.192 0.056 0.043 0.038 0.036 0.366 20 0.01 0.173 0.050 0.039 0.034 0.032 0.330

20.5 0.01 0.156 0.045 0.035 0.031 0.029 0.297 21 0.00 0.141 0.041 0.032 0.028 0.026 0.268

21.5 0.00 0.127 0.037 0.029 0.025 0.024 0.241 22 0.00 0.114 0.033 0.026 0.023 0.021 0.217

22.5 0.00 0.103 0.030 0.023 0.021 0.019 0.196 23 0.00 0.093 0.027 0.021 0.018 0.017 0.177

23.5 0.00 0.084 0.024 0.019 0.017 0.016 0.159 24 0.00 0.076 0.022 0.017 0.015 0.014 0.143


Gambar 4.3. Grafik Unit Hidrograf Periode Ulang 20 Tahun

Debit maksimum yang terjadi pada periode ulang 20 tahun adalah 21,640m3/dtk. 4.13 Reservoir Routing ( Penelusuran

Banjir di Waduk ) Perhitungan reservoir routing menggunakan

Metode Step by step : Rumus dasarnya adalah : 퐼 − 푂 = ..................................................( 4.9 ) ( Soedibyo, 2003) dimana : I = inflow, debit air yang masuk

ke dalam waduk ( m3/detik ), untuk suatu sungai dapat ditentukan

O = outflow, debit air yang keluar dari waduk ( m3/detik ) lewat bangunan pelimpah

ds/dt = debit air yang tertahan di dalam waduk untuk jangka waktu yang pendek

Apabila ditulis dalam bentuk integral menjadi :

퐼.푑푡 − 푂.푑푡 = 푆 − 푆

∫ 퐼.푑푡 dan ∫푂.푑푡 adalah debit x waktu untuk jangka yang pendek dan merupakan volume air. Apabila diambil jangka waktu t yang cukup pendek, maka ∫.푑푡 dapat disamakan dengan harga rata – rata dari 2 inflow yang berurutan ( I1 dan I2 ). Jangka waktu t disesuaikan dengan hidrograf sungai yang ada. Untuk hidrograf yang waktunya diambil harian, maka t dapat diambil 12 jam atau 6 jam. Untuk hidrograf yang waktunya diambil jam, maka agar teliti jangka waktu t diambil 2 atau 3 jam.

퐼.푑푡 =퐼 + 퐼

2

Dengan cara yang sama maka 푂.푑푡 =

Jadi . 푡 − . 푡 = 푆 − 푆 Dimana :

= rata – rata inflow setiap tahap ( m3/detik )

= rata – rata outflow setiap tahap ( m3/detik ) 푡 = jangka waktu ( periode ) dalam detik 푆 − 푆 = tambahan air yang tertampung di dalam waduk ( m ) Besaran – besaran yang sudah diketahui ( I1, I2, t dan S1 ) diletakkan di sebelah kiri, sedang

14

masihharus dicari ( O2 dan S2 ) diletakkan disebelah kanan. 퐼 + 퐼

2. 푡 −

12

.푂 . 푡 −12

.푂 . 푡 = 푆 − 푆 퐼 + 퐼

2. 푡 + 푆 −

12푂 . 푡 = 푆 +

12

.푂 . 푡 Mula – mula diperkirakan tinggi kenaikan permukaan air di waduk, misalnya h1 ( di atas ambang bangunan pelimpah ). Dapat dihitung tambahan volume ( S2 – S1 ) di dalam waduk. Karena I1, I2, dan O1 sudah tertentu, maka dapat dicari O2. Kemudian masuk di dalam perhitungan tahapm berikutnya sehingga dapat dicari tinggi kenaikan permukaan waduk. Apabila angka ini berbeda ( biasanya memang demikian ) lalu diadakan perhitungan berikutnya. Demikian seterusnya dan perhitungan dihentikan setelah kedua angkanya hampir sama besarnya.

Terlebih dahulu dilakukan perhitungan hubungan elevasi, tampungan, dan debit pada tabel 4.30 dan dilanjutkan dengan perhitungan reservoir routing pada tabel 4.31.

Tabel 4.22. Hubungan Elevasi, Tampungan, Debit Outflow Pada Pelimpah



Gambar 4.4. Grafik Hubungan Elevasi, Tampungan, Outflow Pada Pelimpah


Gambar 4.5. Rating CurvePada Pelimpah

15

Tabel 4.23. Penelusuran Banjir ( reservoir routing ) Pada Pelimpah

t jam

I m3/dtk

I rata

2 m3/dtk

I rata2 .

Δt (m3)

S-Δt.Q/

2 (m3)

S+Δt.Q/2 (m3)

Elv Q

(m3/dtk)

0 0.00 96.15 0.25

0.46 828 1403 2231

0.5 0.92 96.16 0.33

3.01 5414 1634 7049

1.0 5.10 96.27 1.59

9.69 17442 4182 21624

1.5 14.3 96.57 7.07

17.9 32282 8891 41173

2.0 21.6 96.92 16.22

21.6 38902 11974 50876

2.5 21.64 97.08 21.21

21.1 38035 12703 50738

3.0 20.62 97.08 21.13

19.7 35509 12696 48205

3.5 18.83 97.04 19.81

17.5 31470 12545 44015

4.0 16.13 96.97 17.66

14.6 26313 12233 38546

4.5 13.10 96.87 14.92

11.9 21587 11699 33286

5.0 10.88 96.79 12.09

10.1 18077 11533 29610

5.5 9.20 96.72 10.41

8.53 15358 10866 26223

6.0 7.86 96.66 8.93

7.32 13170 10151 23321

6.5 6.77 96.61 7.63

6.33 11388 9591 20979

7.0 5.88 96.56 6.77

5.50 9901 8798 18698

7.5 5.12 96.52 5.82

4.79 8619 8226 16845

8.0 4.46 96.48 5.08

4.17 7503 7703 15206

8.5 3.88 96.44 4.45

3.63 6532 7195 13727

9.0 3.38 96.41 3.89

3.19 5733 6727 12460

9.5 2.99 96.39 3.42

2.83 5093 6307 11400

10.0 2.67 96.37 3.04

2.53 4546 5933 10480

10.5 2.39 96.35 2.73

2.26 4075 5558 9633

11.0 2.14 + 96.33 2.42

2.04 3666 5268 8934

11.5 1.93 96.31 2.19

1.84 3304 4992 8296

12.0 1.74 96.30 2.01

1.65 2978 4685 7662

12.5 1.57 96.29 1.78

1.49 2684 4457 7140

13.0 1.41 96.27 1.62

1.34 2418 4223 6642

13.5 1.27 96.26 1.47

1.21 2180 4000 6180

14.0 1.15 96.25 1.36

1.09 1964 3736 5701

14.5 1.03 96.24 1.19

0.98 1770 3558 5329

15.0 0.93 96.23 1.09

0.89 1596 3368 4963

15.5 0.84 96.23 0.99

0.80 1438 3180 4618

16.0 0.76 96.22 0.90

0.72 1296 3004 4300

16.5 0.68 96.21 0.81

0.65 1168 2840 4008

17.0 0.62 96.20 0.77

0.58 1053 2619 3672

17.5 0.55 96.20 0.69

0.53 949 2433 3382

18.0 0.50 96.19 0.59

0.47 855 2326 3181

18.5 0.45 96.18 0.54

0.43 771 2206 2976

19.0 0.41 96.18 0.50

0.39 694 2083 2777

19.5 0.37 96.17 0.45

0.35 626 1963 2589

20.0 0.33 96.17 0.41

0.32 579 1850 2429

20.5 0.31 96.16 0.38

16

0.29 523 1753 2277

21.0 0.27 96.16 0.34

0.25 458 1662 2120

21.5 0.24 96.16 0.31

0.23 413 1568 1981

22.0 0.22 96.15 0.34

0.21 372 1374 1746

22.5 0.20 96.15 0.23

0.19 335 1327 1663

23.0 0.18 96.15 0.22

0.17 302 1264 1566

23.5 0.16 96.14 0.21

0.15 272 1190 1463

24.0 0.14 96.14 0.19


Dari perhitungan penelusuran banjir di atas,

maka didapat debit outflow sebesar 21,207 m3/dtk pada elevasi +97,08 dan selanjutnya dapat dibuat grafik inflow dan outflow seperti berikut.

( Sumber : Perhitungan ) Gambar 4.6. Grafik Inflow dan Outflow

.

BAB V ANALISA BANGUNAN PELIMPAH

5.1. Analisa Mercu Pelimpah Q = 21,207 m3/dtk Ho = 97,08 – 96,10 = 0,98 m Lebar Pelimpah = 10 m Tinggi Pelimpah = 4 m Untuk merencanakan permukaan mercu Ogee bagian hilir, U.S. Army Corps of Engineers telah mengembangkan persamaan berikut:

= ..............................................( 5.1 ) Perencanaan Irigasi 02, 1986 ) dimana :

X dan Y = koordinat – koordinat permukaan hilir hd = tinggi energi rencana di atas mercu k dan n = parameter ( tabel 2.7 ) Dari tabel 2.7 diketahui nilai k = 2 dan nilai n = 1,85 untuk hulu tegak, sehingga persamaan menjadi seperti berikut :

푌0,98

= 12

푋0,98

,

푌 = 0,509 푋 ,

Dari persamaan tersebut, selanjutnya dapat ditabelkan dan digambar grafik seperti berikut

Tabel 5.1. Perhitungan Lengkung Hilir

Pelimpah



Gambar 5.1. Grafik Lengkung Mercu Hilir

17

Sedangkan pada hulu mercu perhitungan menggunakan rumus yang sudah tertera pada gambar mercu Ogee Tipe I ( gambar 2.11 ). X1 = 0,175 x Ho = 0,175 x 0,98 m = 0,171 m X2 = 0,282 x Ho = 0,282 x 0,98 m = 0,276 m R1 = 0,2 x Ho = 0,2 x 0,98 m = 0,196 m R2 = 0,5 x Ho = 0,5 x 0,98 m = 0,489 m

Selanutnya dari hasil perhitungan di atas dapat dibuat penampang mercu pelimpah ( gambar 5.2 ).


Gambar 5.2. Penampang Mercu Pelimpah

5.2. Saluran Pengarah

Dari perhitungan sebelumnya diperoleh data – data sebagai berikut : Q = 21,207 m3/dtk Ho = 97,08 – 96,10 = 0,98 m Lebar Pelimpah = 10 m Tinggi Pelimpah = 4 m 푄 = 퐴 × 푉 21,207 = [(4 + 0,98) × 10] × 푉 푉 = 0,426 푚 푑푡푘 ≤ 4 m/dtk ( OKE )

5.3. Saluran Pengatur


Gambar 5.3. Skema Penampang Memanjang Saluran Pengatur

Perhitungan saluran pengatur menggunakan

rumus dasar sebagai berikut :

푉 = 2푔12퐻 + 푧

Dimana : V = kecepatan awal loncatan ( m/dt ) g = percepatan gravitasi ( m/dt2 ) (≅ 9,8) H1 = tinggi air di atas mercu ( m ) z = tinggi jatuh ( m ) Dari perhitungan sebelumnya telah diperoleh data sebagai berikut : Q = 21,207 m3/dtk H1 = 0,98 m Z = 4 m

푉1 = 2.9,812

0,98 + 4,0

푉1 = 3,69 푚/푑푡푘 푞 = 푉푦 , dimana q adalah debit per satuan lebar 21,207

10= 3,69 × 푦

푦 = 푑1 = 0,575 푚 Panjang saluran transisi : B1 = 10 m B2 = 5 m θ = 12,5 °

퐿 =∆퐵

푡푎푛 휃

퐿 =(10 − 5)

푡푎푛 12,5°

퐿 = 11,28 ≈ 12 푚

18

Untuk perhitungan kedalaman dan kecepatan air pada titik kontrol 2 dengan cara coba – coba dan didapat hasil sebagai berikut : n = 0,011 ( beton acian ) k = 0,2 misal d2 = 0,6 m 푃 = 푏 + 2ℎ = 5 + (2 × 0,6) = 6,20 푚 퐴 = 푏 × ℎ = 5 × 0,6 = 3,00 푚 `

푅 =퐴푃

=3,006,20

= 0,484 푚

푉2 =푄퐴

=21,207

3,00= 7,069 푚 푑푡

퐸 = 푍 + 푑1 +푉12푔

= 2 + 0,83 + 퐸

= 푍 + 푑1 +푉12푔

= 1 + 0,575 +3,69

9,8 × 2= 2,769 푚

푆푓1 =푉1 .푛푅1 / =

3,69 × 0,0110,516 / = 0,004

푆푓2 =푉2 .푛푅2 / =

7,069 × 0,0110,484 / = 0,016

푆푓 푟푎푡푎 − 푟푎푡푎 =푆푓1 + 푆푓2

2= 0,010

ℎ푓 = 푆푓. 퐿 = 0,010 × 12 = 0,119 푚

ℎ푒 = 푘∆푉2푔

= 0,2(3,69 − 7,069)

2 × 9,8= 0,117 푚

퐸 = 푍 + 푑2 +푉22푔

+ ℎ푒 + ℎ푓

= 0 + 0,80 +7,0692 × 9,8

+ 0,117 + 0,119

= 3,386 푚 E1 ≠ E2 → 2,769 m ≠ 3,386 m ( perhitungan dilanjutkan pada tabel 5.2 dengan mencoba menggunakan nilai h yang lain ) Tabel 5.2. Perhitungan Coba – coba Saluran

Transisi

( Sumber : Perhitungan ) Dari perhitungan di atas maka diperoleh nilai d2 = 0,6894 m

5.4. Saluran peluncur Dari perhitungan sebelumnya diperoleh

nilai sebagai berikut : Q = 21,207 m3/dtk Lebar Pelimpah = 10 m V2 = 6,152 m/dtk 푑 = 0,689 m

Gambar 5.4. Garis Energi Saluran Peluncur

Lurus

Selanjutnya perhitungan dapat menggunakan metode coba – coba sebagai berikut : n = 0,011 ( beton acian ) L rencana = 10 m L rencana = 10 m Misal d3 = 0,50 m 푃 = 푏 + 2ℎ = 5 + (2 × 0,50) = 6,00 푚 퐴 = 푏 × ℎ = 5 × 0,50 = 2,50 푚

푅 =퐴푃

=2,506,00

= 0,417 푚

푉3 =푄퐴

=21,207

2,50= 8,482 푚 푑푡

퐸 = 푍 + 푑2 +푉22푔

= 0,75 + 0,689 +6,15

9,8 × 2= 3,371 푚

푆푓2 =푉2 .푛푅2 / =

6,15 × 0,0110,540 / = 0,0104

푆푓3 =푉3 .푛푅3 / =

8,483 × 0,0110,417 / = 0,028


2= 0,019

ℎ푓 = 푆푓. 퐿 = 0,019 × 10 = 0,192 푚 ℎ푒 = 0 푚

퐸 = 푍 + 푑3 +푉2푔

+ ℎ푒 + ℎ푓

= 0 + 0,6 +8,4832 × 9,8

+ 0 + 0,192

= 4,363 푚 E2 ≠ E3 → 3,371m ≠ 4,363m ( perhitungan dilanjutkan pada tabel 5.3 dengan mencoba menggunakan nilai h yang lain )

19

Tabel 5.3. Perhitungan Coba – coba Saluran Peluncur Lurus

( Sumber : Perhitungan ) Dari perhitungan di atas didapat tinggi air pada hilir saluran peluncur lurus ( d3 ) = 0,589 m Sedangkan untuk saluran peluncur terompet

퐹푟 =푉푔푑

퐹푟 =7,201

9.8 × 0,589= 2,997

푡푎푛휃 =1

3퐹푟

푡푎푛휃 =1

3 × 2,997= 0,1112

퐿 푠푎푙.푝푒푙푢푛푐푢푟 푡푒푟표푚푝푒푡 =1

푡푎푛휃

퐿 푠푎푙.푝푒푙푢푛푐푢푟 푡푒푟표푚푝푒푡 =,

= 8,992 푚 ≈ 9 m

Gambar 5.5. Garis Energi Saluran Peluncur

Terompet Selanjutnya perhitungan dapat menggunakan metode coba – coba sebagai berikut : n = 0,011 ( beton acian ) k = 0,2 b = 10 m L rencana = 9 m Misal d4 = 0,25 m 푃 = 푏 + 2ℎ = 10 + (2 × 0,25) = 10,5 푚 퐴 = 푏 × ℎ = 10 × 0,25 = 2,5 푚

푅 =퐴푃

=2,5

10,5= 0,238 푚

푉 =푄퐴

=21,207

2,5= 8,483 푚 푑푡

퐸 = 푍 + 푑 +푉2푔

= 0,75 + 0,589 +7,20

9,8 × 2= 3,985 푚

푆푓 =푉 .푛푅3 / =

7,20 × 0,0110,477 / = 0,017

푆푓 =푉 .푛푅4 / =

8,483 × 0,0110,238 / = 0,059


2= 0,038

ℎ푓 = 푆푓. 퐿 = 0,038 × 9 = 0,341 푚

ℎ푒 = 푘∆푉2푔

= 0,2(7,20 − 8,483)

2 × 9,8= 0,017 푚

퐸 = 푍 + 푑4 +푉42푔

+ ℎ푒 + ℎ푓

= 0 + 0,35 +8,483

2 × 9,8+ 0,017 + 0,341

= 4,279 푚 E3 ≠ E4 → 3,985m ≠ 4,279 m ( perhitungan dilanjutkan pada tabel 5.4 dengan mencoba menggunakan nilai h yang lain ) Tabel 5.4. Perhitungan Coba – coba Saluran

Peluncur Terompet

( Sumber : Perhitungan ) Jadi tinggi air pada hilir saluran peluncur terompet (d4) = 0,259 m 5.5. Kolam Olak

Dari perhitungan sebelumnya telah didapat : V4 = 8,16 m/dtk9 d4 = 0,259 m Selanjutnya dilakukan perhitungan nilai

퐹푟 =푉푔푑

퐹푟 =8,169

9,8 × 0,259

퐹푟 = 5,122 Jadi, dari nilai bilangan Froude di atas, maka yang digunakan adalah kolam olak USBR Tipe III. Menentukan tinggi loncatan air pada kolam olak.

20

푑푑

=12

1 + 8퐹푟 − 1

푑

0,259=

12

1 + 8 × 5,122 − 1

푑 = 1,755 푚 Selanjutnya dari grafik 2.10 dapat diperoleh : 퐿퐷

= 1,755 퐿 = 1,755 × 2,6 퐿 = 4,563 푚 ≈ 5 m 5.6. Analisa Kestabilan Spillway 5.6.1. Kondisi Muka Air Setinggi Mercu

Pelimpah 5.6.1.1. Perhitungan Uplift Pressure Pada muka air setinggi mercu, maka diperoleh perhitungan sebagai berikut. ΔH = 7 m Lv =2+0,5+2,5+2+0,5+1,375+0,625+0,5

+0,75+0,3+0,367+1,083+0,5+1+1+3 = 18 m

Lh =2+0,5+7,5+2+1,323+11+1+10+3,6 +4,4+1+1,5+2+1,5 = 49,32 m

ΣL = Lv + 1/3Lh = 18 + 1/3x 49,32 = 34,44 m C = 2 ( clay medium ) ΔH.C = 7 m x 2 = 14 m ΣL > ΔH.C ( OKE ) Selanjutnya bisa dihitung gaya angkat ( uplift pressure ) pada tiap titik pada tabel 5.5, sedangkan gambar diagram uplift bisa dilihat pada lampiran.

Tabel 5.5. Perhitungan Uplift Pressure Pada Tiap Titik

( Sumber : Perhitungan ) 5.6.1.2. Perhitungan Titik Berat Konstruksi Diketahui berat jenis beton sebesar 2,4 t/m3, sehingga bisa dihitung berat sendiri pada masing – masing bagian : Berat sendiri : G1 = 4 x 1 x 2,4 = 9,60 t/m’ G2 = 0.5 x 2,323 x 4 x 2,4 = 11,15 t/m’ G3 = 4 x 2 x 2,4 = 14,40 t/m’ G4 = 2 x 1,323 x 2,4 = 6,35 t/m’

Tabel 5.6. Perhitungan Titik Berat Konstruksi

Jarak horizontal ( x ) = ∑ .

∑

= ,,

= 1,31 m Jarak vertikal ( y ) = ∑ .

∑

= ,,

= 3,77 m

21

5.6.1.3. Perhitungan Tekanan Tanah Dari data tanah diperoleh nilai :

γsat = 2,547 t/m3 ф = 24° Dari data tanah tersebut maka dapat dihitung tekanan tanah aktif dan tekanan tanah pasif.

퐾푝 = 푡푔 45° +휑2

퐾푝 = 푡푔 45° +24°

2

퐾푝 = 2,37 퐸푝 = 0,5 × 훾푠푎푡 × ℎ × 퐾푝 퐸푝1 = 0,5 × 1,875 × 1.5 × 2,37 퐸푝1 = 6,794 푡/푚 퐸푝2 = 0,5 × 1,875 × 1 × 2,37 퐸푝2 = 3,02 푡/푚

Tekanan Tanah Aktif

퐾푎 = 푡푔 45° −휑2

퐾푎 = 푡푔 45° −24°

2

퐾푎 = 0,42 퐸푎 = 0,5 × 훾푠푎푡 × ℎ × 퐾푎 퐸푎 = 0,5 × 1,875 × 4 × 0,42 퐸푎 = 8,593 푡/푚 5.6.1.4. Perhitungan Momen Yang Bekerja

Pada Titik Putar 8 Dari semua gaya – gaya yang bekerja,

meliputi gaya hidrostatis, gaya angkat ( uplift pressure ), dan gaya akibat tekanan tanah, selanjutnya dihitung momen yang terjadi terhadap titik putar 8 seperti pada tabel 5.7 berikut.

Tabel 5.7. Perhitungan Momen


5.6.1.5. Kontrol – Kontrol Kestabilan

Pelimpah untuk Muka Air Setinggi Mercu

Kontrol Guling 푀표푚푒푛 푃푒푛푎ℎ푎푛푀표푚푒푛 퐺푢푙푖푛푔

≥ 푆퐹

106,80270,387

≥ 1,2

1,52 ≥ 1,5 ( OKE )

Atau bisa juga menggunakan rumus eksentrisitas sebagai berikut.

Tabel 5.8. Resultan Gaya Horizontal,

Vertikal, dan Uplift


푒 =∑푀∑푉

−퐵2≤퐵6

푒 =106,802 − 70,38746,301 − 17,398

−3,323

2≤

3,3236

푒 = 0,402 ≤ 0,55 ( OKE )

22

Kontrol Geser ( Sliding ) (∑푉 − ∑푈).푓

∑퐻≥ 1,2

Dimana : f = koefisien gesekan ( 0,7 ) ΣV = gaya vertikal total ΣU = gaya uplift total ΣH = gaya horizontal total (46,301 − 17,398). 0,7

6,342≥ 1,2

3,19 ≥ 1,2 ( OKE )

Kontrol Tegangan Tanah Diketahui σ ijin = 28,623 t/m2

휎 푚푎푘푠 =46,301 − 17,398

3,323 × 101 +

6 × 0,403,323

≤ 28,623 푡/푚 휎 푚푎푘푠 = 1.501 ≤ 28,623 푡/푚 ( OKE )

휎 푚푖푛 =46,301− 17,398

3,323 × 10 1−6 × 0,40

3,323 > 0

휎 푚푖푛 = 0,239 > 0 ( OKE )

Kontrol Ketebalan Lantai Kontrol ketebalan lantai yang ditinjau adalah

pada antara titik 21 dan 22 yang terletak pada peredam energi atau kolam olak.

푑푥 ≥ 푆퐹 ×푃푥 −푊푥

훾

Px = gaya angkat pada titik x ( t/m2) Wx = kedalaman air dititik x ( m ) γ = berat jenis beton( 2,4t/m3 ) dx = ketebalan lantai pada titik x ( m ) SF = angka keamanan

2 ≥ 1,25 ×2,982 − 0

2,4

2 ≥ 1,55 ( OKE ) 5.6.2. Kondisi Muka Air Banjir 5.6.2.1. Perhitungan Uplift Pressure ΔH = 6,21 m Lv = 18 m Lh = 49,32 m ΣL = Lv + 1/3Lh

= 18 + 1/3 x 49,32 = 34,44 m

C = 2 ( clay medium ) ΔH.C = 6,21 m x 2 = 12,42 m ΣL > ΔH.C ( OKE )

Tabel 5.9. Perhitungan Uplift Pressure Pada Tiap Titik

( Sumber : Perhitungan ) 5.6.2.2. Perhitungan Momen Yang Bekerja

Pada Titik Putar 8 Dari semua gaya – gaya yang bekerja,

meliputi gaya hidrostatis, gaya angkat ( uplift pressure ), dan gaya akibat tekanan tanah, selanjutnya dihitung momen yang terjadi terhadap titik putar 8 seperti pada tabel 5.11 berikut.

Tabel 5.11. Perhitungan Momen


23

5.6.2.3. Kontrol – Kontrol Kestabilan Pelimpah untuk Muka Air Banjir

Kontrol Guling 푀표푚푒푛 푃푒푛푎ℎ푎푛푀표푚푒푛 퐺푢푙푖푛푔

≥ 푆퐹

122,44188,794

≥ 1,2

1,37 ≥ 1,2 ( OKE )

Atau bisa juga menggunakan rumus eksentrisitas sebagai berikut.

Tabel 5.12. Resultan Gaya Horizontal, Vertikal, dan Uplift


푒 =∑푀∑푉

−퐵2≤퐵6

푒 =122,441 − 88,79448,992 − 21,391

−3,323

2≤

3,3236

푒 = 0,44 ≤ 0,55 ( OKE )

Kontrol Geser ( Sliding )

(∑푉 − ∑푈).푓

∑퐻≥ 1,2

Dimana : f = koefisien gesekan ( 0,7 ) ΣV = gaya vertikal total ΣU = gaya uplift total ΣH = gaya horizontal total (48,992 − 21,391). 0,7

0,675≥ 1,2

28,612 ≥ 1,2 ( OKE )

Kontrol Tegangan Tanah

휎 푚푎푘푠 =∑푉퐵. 퐿

1 +6. 푒퐵

≤ 휎 푖푗푖푛 dan,

휎 푚푖푛 =∑푉퐵. 퐿

1−6. 푒퐵

> 0 Dimana : σmaks = tegangan tanah maksimal

yangtimbul σmin = tegangan tanah minimal yang

timbul ΣV = gaya vertikal total B = lebar pondasi L = panjang pondasi e = eksentrisitas σt = tegangan tanah yangdiijinkan Diketahui σ ijin = 28,623 t/m2

휎 푚푎푘푠 =48,992 − 21,391

3,323 × 101 +

6 × 0,44 3,323

≤ 28,623 푡/푚 휎 푚푎푘푠 = 3,735 ≤ 28,623 푡/푚 ( OKE )

휎 푚푖푛 =48,992− 21,391

3,323 × 10 1−6 × 0,44

3,323 > 0

휎 푚푖푛 = 0,402 > 0 ( OKE )

Kontrol Ketebalan Lantai Kontrol ketebalan lantai yang ditinjau adalah

pada antara titik 21 dan 22 yang terletak pada peredam energi atau kolam olak.

푑푥 ≥ 푆퐹 ×푃푥 −푊푥

훾

Px = gaya angkat pada titik x ( t/m2) Wx = kedalaman air dititik x ( m ) γ = berat jenis beton( 2,4t/m3 ) dx = ketebalan lantai pada titik x ( m ) SF = angka keamanan

2 ≥ 1,25 ×4,64 − 1,755

2,4

2 ≥ 1,502 OKE )

24

BAB VI ANALISA TUBUH EMBUNG

6.1. Penentuan Tinggi Embung Elevasi dasar bendungan / embung : + 88.00 Elevasi muka air banjir : + 97.08 Tinggi jagaan : 1,92 meter Elevasi puncak mercu embung :+97.08+ 1,92

= +99 6.2. Penentuan Lebar Mercu Embung

Dari perhitungan sebelumnya diperoleh elevasi puncak embung yaitu pada +99.00, sedangkan elevasi dasar embung adalah + 88.00, sehingga didapat tinggi embung ( H ) sebesar = 99.00 – 88.00 = 11 meter.

Selanjutnya lebar mercu dapat dihitung dengan menggunakan rumus : 푏 = 3,6 × 퐻 − 3,0 푏 = 3,6 × 11 − 3,0

푏 = 3,6 × 퐻 − 3,0 푏 = 5,006 ≈ 5 meter 6.3. Penentuan Kemiringan Lereng Embung

Untuk menentukan kemiringan lereng embung menggunakan data tanah sebagai berikut : γsat = 2,547 t/m3 ф = 24°

Sedangkan untuk koefisien gempa ( k ) untuk daerah dengan intensitas seismic sedang dengan material tanah adalah sebesar 0,12g dan angka keamanan ( safety factor ) sebesar 1,5. Dibawah ini perhitungan kemiringan lereng hilir dan hulu embung.

Kemiringan lereng hulu ( m ) :

푆퐹 =푚− (푘 × 훾 × 푡푎푛휑)

1 + (푘 × 훾 × 푚)

1,5 =푚− (0,12 × 1,875 × 푡푎푛 26,57)

1 + (0,12 × 1,875 × 푚)

푚 = 2,29 ≈ 2 Kemiringan lereng hilir ( n) :

푆퐹 =푛 − (푘 × 푡푎푛휑)

1 + (푘 × 푛)

1,5 =푛 − (0,12 × 푡푎푛26,57)

1 + (0,12 × 푛)

푛 = 1,9 ≈ 2

6.4. Perhitungan Formasi Garis Depresi ( Rembesan ) Perhitungan formasi garis depresi dilakukan

pada 4 kondisi yaitu, 1. Pada saat muka air maksimum ( banjir ) 2. Pada saat elevasi MA ¾ tinggi air maksimum 3. Pada saat elevasi MA ½ tinggi air maksimum 4. Pada saat elevasi MA sama dengan elevasi

dead storage.

6.4.1. Pada saat muka air maksimum (banjir) Elevasi MA = + 97.08 H = 97.08–88.00 = 9,08 m L drainase tumit = 10 m L1 = m x H

= 2 x 9,08 m = 18,2 m

0,3L1 = 0,3 x 18,2 m = 5,447 m

B = 49 m L2 = B – L1 – L drainase

tumit = 49 – 18,2 – 10 = 20,8 m

d = L2 + 0,3L1 = 20,8 + 5,447 = 26,29 m

Dari data – data diatas, maka dapat dihitung persamaan garis depresinya. 푦 = 푑 + ℎ − 푑 푦 = 26,29 + 9,08 − 26,29 푦 = 1,52 m 푦 = 2.푦 . 푥 + 푦 푦 = 2 × 1,52푥 + 1,52 Dari persamaan tersebut, maka selanjutnya bisa ditabelkan koordinat dari garis depresi. Tabel 6.1. Koordinat Garis Depresi Pada Saat

Muka Air Banjir

( Sumber : Perhitungan ) 6.5. Stabilitas Tubuh Embung

Perhitungan stabilitas tubuh embung dilakukan pada tiap – tiap tahap berikut yaitu, 1. Pada saat kondisi embung masih kosong 2. Pada saat muka air maksimum ( banjir ) 3. Pada saat elevasi MA ¾ tinggi air maksimum 4. Pada saat elevasi MA ½ tinggi air maksimum 5. Pada saat elevasi MA sama dengan elevasi

dead storage. Data – data tanah yang digunakan dalam

perhitungan stabilitas tubuh bendung meliputi :

25

γt = 1,647 t/m3 γsat = 2,547 t/m3 C = 3,75 t/m2 Ф = 24° Tan ф = 0,445

Sebelum melakukan perhitungan kestabilan, digambar dulu bentuk longsoran sesuai dengan ketentuan pada tabel 2.9 dimana pada kemiringan 1 : 2 diperoleh nilai α sebesar 25° dan β sebesar 35°. Selanjutnya akan dijelaskan pada gambar 6.6 berikut.

Hasil perhitungan angka keamanan stabilitas lereng tubuh embung hulu dan hilir

Gam

bar 6

.8.B

idan

g Lo

ngso

r Pad

a Sa

at E

leva

si M

A M

aksi

mum

( B

anjir

)

26

BAB VII KESIMPULAN

7.1. Kesimpulan

Dari hasil perhitungan, mulai dari analisa hidrologi hingga analisa hidrolika, serta analisa kestabilannya, maka diperoleh hasil sebagai berikut. 1. Pertumbuhan penduduk rata – rata sebesar

0,009 tiap tahun, dan diperoleh proyeksi jumlah penduduk pada tahun 2030 sebesar 7637 jiwa. Sedangkan kebutuhan air per orang ditetapkan sebesar 60 lt/org/hr, sehingga didapatkan jumlah kebutuhan air total pada tahun 2030 sebesar 5,834 lt/dtk.

2. Perhitungan debit rencana menggunakan metode hidrograf Nakayasu dan diperoleh debit rencana periode ulang 20 tahun sebesar 21,640 m3/dtk

3. Kapasitas mati Embung Kedungbunder sebesar 7872 m3dan kapasitas efektif sebesar 91576 m3, sehingga kapasitas total tampungan sebesar 99448 m3. Dari kapasitas tampungan total tersebut mampu memenuhi kebutuhan air penduduk.

4. Dimensi Spillway : - Tipe mercu = Ogee

I - Lebar pelimpah = 10 m - Panjang sal. Transisi = 12 m - Panjang sal. Peluncur lurus = 10 m - Panjang sal. Peluncur terompet = 9 m - Panjang kolam olak = 5 m - Tipe kolam olak =

USBR Tipe III 5. Dimensi tubuh bendungan

- Lebar mercu = 5 m - Tinggi bendungan = 11 m - Elevasi mercu = +

99.00 - Kemiringan lereng hulu = 1 : 2 - Kemiringan lereng hilir = 1 : 2

6. Dari perhitungan kestabilan terhadap pelimpah dan tubuh bendungan, maka dinyatakan pelimpah dan tubuh bendungan aman pada saat muka air normal maupun pada saat muka air banjir.

DAFTAR PUSTAKA 1. Mangkudiharjo, Sarwoko. 1985. PAB.

Surabaya: ITS

2. Pekerjaan Umum, Dirjen. 1986. Kriteria Perencanaan 02 – Bangunan Utama. PU

3. Chow, Ven Te. 1985. Hidrolika Saluran Terbuka. Jakarta: Erlangga

4. Das, Braja M., Endah, N., Mochtar, I. B. 1993. Mekanika Tanah ( Prinsip – Prinsip Rekayasa Geoteknis ). Jakarta: Erlangga

5. Ditjen, Cipta Karya. 1998. Petunjuk Teknis Perencanaan, Pelaksanaan, Pengawasan, Pembangunan dan Pengelolaan Sistem Penyediaan Air Bersih Perdesaan.Jakarta: Departemen PU

6. Sholeh, M. Diktat Hidrologi. Surabaya: ITS

7. Sosrodarsono, S., Takeda, K. 2002. Bendungan Tipe Urugan. Jakarta: PT. Pradnya Paramita

8. Soewarno. 1995. Hidrologi : Aplikasi Metode Statistik untuk Analisis Data Jilid 1. Bandung: NOVA.

9. Soewarno. 1995. Hidrologi : Aplikasi Metode Statistik untuk Analisis Data Jilid 2. Bandung: NOVA.

10. Soedibyo, Ir. 2003. Teknik Bendungan. Jakarta: PT. Pradnya Paramita

11. Sosrodarsono, S., Takeda, K. 2006. Hidrologi untuk Pengairan. Jakarta: PT. Pradnya Paramita

12. Suripin. 2004. Sistem Drainase Perkotaan yang Berkelanjutan. Yogyakarta: Andi

perencanaan embung kedung bunder kabupaten … · 2013-11-12 · penduduk adalah petani, ......

Documents