78948419 Desain Pondasi Dangkal Dan Dinding Penahan Tanah

DESAIN PONDASI 1 201 1

BAB I PENDAHULUAN 1.1 Latar Belakang Semua konstruksi yang direkayasa untuk bertumpu pada tanah harus didukung oleh suatu pondasi. Pondasi ialah bagian dari sistem rekayasa yang meneruskan beban yang ditopang oleh pondasi dan beratnya sendiri ke tanah dan batuan yang terletak dibawahnya. Tegangan-tegangan tanah yang dihasilkan kecuali pada penurunan tanah merupakan tambahan pada beban yang sudah ada pada massa tanah dari bobot sendiri beban dan sejarah geologinya. 1.2 Defenisi dan Prinsip Perencanaan Pondasi a. Defenisi dan Pengertian Pondasi Pondasi adalah bagian terendah dari bangunan yang meneruskan beban bangunan ke tanah atau batuan yang ada dibawahnya. Terdapat dua klasifikasi pondasi, yaitu pondasi dangkal dan pondasi dalam. Pondasi dangkal didefinisikan sebagai pondasi yang mendukung bebannya secara langsung. Seperti pondasi telapak, pondasi memanjang dan pondasi rakit. Sedangkan pondasi dalam didefinisikan sebagai pondasi yang meneruskan beban bangunan ke tanah keras atau batuan yang terletak relatif jauh dari permukaan, contohnya pondasi sumuran dan tiang pancang. b. Prinsip Perencanaan Pondasi Pada umumnya perencanaan pondasi menggunakan prinsip mekanika tanah dan mekanika teknik. 1.1 Klasifikasi Pondasi dan Tipe Pondasi a. Klasifikasi Pondasi Terdapat dua klasifikasi pondasi, yaitu: 1. Pondasi Dangkal Yaitu pondasi yang mendukung bebannya secara langsung, seperti: pondasi telapak, pondasi memanjang, dan pondasi rakit.

KELOMPOK 12 KELAS A-09

1

DESAIN PONDASI 1 201 1 2. Pondasi Dalam Yaitu pondasi yang meneruskan beban bangunan ke tanah keras atau batuan yang terlaetak relatif jauh dari permukaan, contohnya pondasi sumuran dan pondasi tiang pancang. a. Macam-Macam Tipe Pondasi 1. Pondasi telapak Pondasi telapak (sproad footing) merupakan pondasi yang berdiri sendiri dalam mendukung kolom pondasi telapak, biasanya berbentuk lingkaran bujur sangkar atau persegi dengan ketebalan plat tertentu yang lebih berat dan biasanya diperkuat dengan terali baja. •

Pondasi telapak beton dengan tulang baja

•

Pondasi telapak beton bertulang dengan bagian atas miring

•

Pondasi tapak beton bertulang datar


2


•

Pondasi telapak beton bertulang bertingkat

1. Pondasi Memanjang Pondasi memanjang adalah pondasi yang digunakan untuk mendukung dinding memanjang atau dugunakan untuk mendukung sederetan kolomkolom yang berjarak sangat dekat sehingga bias dipakai pondasi telapak sisi-sisinya akan berimpit satu sama lain.

2. Pondasi Rakit Pondasi rakit adalah pondasi yang digunakan untuk mendukung bangunan yang terletak pada tanah lunak atau digunakan bila susunan kolom-kolom jaraknya sedemikian dekat di semua arahnya, sehingga bila dipakai pondasi telapak. Pondasi rakit sangat bermanfaat untuk


3

DESAIN PONDASI 1 201 1 mengurangi perbedaan penurunan dalam berbagai tanah atau dimana terjadi perbedaan beban berdekatan.


4

DESAIN PONDASI 1 201 1 3. Pondasi Tiang Pondasi ini digunakan bila tanah pondasi pada kedalaman yang normal tidak mampu mendukung bebannya, sedangkan tanah keras terletak pada kedalaman yang sangat dalam. Jenis pondasi ini sangat penting apabila tanahnya lunak sampai kedalaman yang cukup besar. Tiang tersebut dapat dipancang sampai ke batuan yang keras atau hanya sampai pada kedalaman yang cukup untuk memberikan tahanan gesek (skin friction) atau bias saja gabungan keduanya.

4. Pondasi Sumuran Pondasi sumuran merupakan bentuk peralihan antara pondasi dangkal dan pondasi tiang. Digunakan bila tanah dasar yang kuat terletajk pada kedalaman yang cukup dalam.

a. Penggunaan Macam-Macam Tipe Pondasi 1. Pondasi Telapak Pondasi ini digunakan apabila tanah keras terlatak pada permukaan tanah atau 2-5 meter di bawah permuakaan tanah. 2. Pondasi Tiang


5

DESAIN PONDASI 1 201 1 Pondasi in digunakan apabila tanah keras terletak pada kedalaman sekitar 10 meter di bawah permukaan tanah


6

DESAIN PONDASI 1 201 1 3. Pondasi Tiang Pancang Pondasi ini digunakan apabila tanah keras terletak 10 meter di bawah permukaan tanah dan tergantung dari penuruna yang dizinkan. 4. Pondasi Tiang Baja dan Tiang Beton Pondasi ini digunakan bila tanah pendukung keras terletak pada kedalaman 30-40 meter atau lebih dari 40 meter. a. Faktor-faktor dalam Pemilihan Tipe Pondasi Faktor-faktor yang menentukan pemilihan tipe pondasi dapat dilihat sebagai berikut : a. Berdasarkan fungsi bangunan, bangunan yang bersifat penting maka keamanan harus terjamin b. Berdasarkan beban yang harus dipikul c. Berdasarkan keadaan tanah dasar d. Berdasarkan biaya pembuatan pondasi dibandingkan dengan biaya pembuatan bangunan Faktor-faktor yang mempengaruhi pemilihan tipe pondasi berdasarkan keadaan tanah dasarnya: a. Apabila pendukung pondasi teletak pada permukaan tanah atau 2-3 meter di bawah permukaan tanah maka pondasi yang dipilih adalah pondasi telapak b. Apabila pendukung pondasi terletak 10 meter, maka dalam hal ini yang bias digunakan c. Apabila tanah pendukung terletak pada kedalaman kurang dari 10 meter dalam hal ini tergantung dari penurunan yang diizinkan. Juga apabila dianggap tidak boleh terjadi penurunan biasanya digunakan pondasi tiang pancang. d. Apabila kedalaman terletak antara 30 meter maka dipakai tiang baja dan beton yang dicor di tempat e. Apapbila tanah pendukung pondai terletak pada kedalaman lebih dari 40 meter di bawah permukaan tanah, maka maka tipe pondasi langsung menggunakan baja dan beton yang dimasukkna cor beton setempat


7

DESAIN PONDASI 1 201 1 1.1 Persyaratan Umum dalam Perencanaan Pondasi a. Syarat-Syarat Umum dari Pondasi:

1. Kedalaman harus memadai untuk menghindarkan pergerakan tanah lateral dari bawah pondasi khususnya untuk pondasi telapak dan rakit. 2. Kedalaman harus berada di bawah perubahan volume musiman yang disebabkan oleh pembekuan, pencairan dan pertumbuhan tanaman. 3. System harus aman terhadap penggunaan, rotasi, penggelinciran, atau pergeseran tanah (kegagalan kekuatan geser) 4. Sistem harus aman terhadap korosi atau kerusakan yang disebabkan oleh bahan berbahaya yang terdapat pada tanah. 5. Sistem harus bisa beradaptasi terhadap beberapa perubahan geometri konstruksi lapangan selama proses pelaksanaan dan mudah di modifikasi seandainya diperlukan. 6. Metode pemasangan pondasi harus seekonomis mungkin. 7. Pergerakan tanah keseluruhan (umumnya penurunan) dan pergeseran difrensial harus dapat ditolerir oleh elemen pondasi dan elemen bangunan atas. 8. Pondasi dan konstruksinya harus memenuhi syarat standar untuk perlindungan lingkungan. a. Aplikasi dari Tipe-Tipe Pondasi

1. Pondasi Telapak Pondasi ini digunakan apabila tanah keras terlatak pada permukaan tanah atau 2-5 meter di bawah permuakaan tanah. 2. Pondasi Tiang Pondasi in digunakan apabila tanah keras terletak pada kedalaman sekitar 10 meter di bawah permukaan tanah 3. Pondasi Tiang Pancang Pondasi ini digunakan apabila tanah keras terletak 10 meter di bawah permukaan tanah dan tergantung dari penuruna yang dizinkan. 4. Pondasi Tiang Baja dan Tiang Beton Pondasi ini digunakan bila tanah pendukung keras terletak pada kedalaman 30-40 meter atau lebih dari 40 meter.


8


Bab II PERENCANAAN PONDASI DANGKAL 2.1 Kapasitas Dukung Pondasi Dangkal a. Pengertian Kapasitas Dukung Pondasi Analisis kapasitas dukung tanah mempelajari kemampuan tanah dalam mendukung beban dari struktur-struktur yang terletak diatasnya. Kapasitas dukung menyatakan tahanan geser tanah untuk melawan penurunan akibat pembebanan yaitu tahanan geser yang dapat dikerahkan oleh tanah di sepanjang bidang-bidang gesernya. Untuk memenuhi stabilitas jangka panjang perhatian harus diberikan pada perletakan dasar pondasi. Pondasi harus diletakkan pada kedalaman yang cukup untuk menanggulangi erosi permukaan, gerusan, kembang susut tanah dan gangguan tanah di sekitar pondasi. Analisis-analisis kapasitas dukung dilakukan dengan cara pendekatan untuk memudahkan hitungan. Persamaan-persamaan yang dibuat dikaitkan dengan jenis tanah, sifat tanah dan bentuk bidang geser yang terjadi saat keruntuhan. b. Keruntuhan Tanah Keruntuhan tanah dapat dipengaruhi banyak faktor. Untuk mempelajarinya harus memperhatikan atau mengamati jalannya keruntuhan tersebut. Keruntuhan dibagi 3, yaitu: 1. Keruntuhan geser umum 2. Keruntuhan geser lokal 3. Keruntuhan penetresi a. Analisis Terzaghi Terzaghi (1943) melakukan analisis kapasitas dukung tanah dengan beberapa anggapan antara lain: 1. Pondasi membentuk panjang tak terhingga. 2. Pondasi di bawah dasar pondasi homogen.


9

DESAIN PONDASI 1 201 1 3. Berat tanah di atas dasar pondasi digantikan dengan beban terbagi rata

sebesar (Po=Df γ), dengan Df adalah kedalaman dasar pondasi dan γ adalah berat volume tanah di atas dasar pondasi. 4. Tahanan geser tanah di atas dasar pondasi diabaikan. 5. Dasar pondasi kasar. 6. Bagi tanah yang terbentuk di dasar pondasi dalam kedudukan elastic dan bergerak bersama-sama dengan dasar pondasi. 7. Bidang kelengkungan terbentuk dari lengkung spiral logaritmis dan linier. 8. Pertemuan antara sisi baji dan dasar pondasi membentuk sudut sebesar sudut gesek dalam tanah. 9. Berlaku prinsip super posisi. Secara umum persamaan terzaghi: qult=CNc+qNq+12b. γ .Nγ q, C, γ nilainya diambil dibawah pondasi dengan q=Df×γ γ nilainya diambil di atas elevasi pondasi

Persamaan di atas dikembangkan oleh Terzaghi dari teori Prandth-Reissner hingga menghasilkan persamaan: qult=C tan∅(Kc+1)+qtan∅kg+12b γ tan∅ (kγ tan∅ ) =CNc+qNq+12b γ Nγ

Nilai Nc, Nq, Nγ tidak dapat dilacak darimana asalnya karena Terzaghi hanya memberikan grafik Nc, Nq, Nγ dan bukannya sebuah rumus sehingga setiap buku yang ada nilai Nc, Nq, Nγ dapat berbeda-beda. •

Untuk pondasi telapak berbentuk bujur sangkar: qult=1,3 CNc+qNq+0,4b γ Nγ

•

Untuk pondasi tapak berbentuk lingkaran: qult=1,3 Nc+qNq+0,3b γ Nγ

•

Untuk pondasi telapak berbentuk empat persegi: qult=CNc 1+0,3B2+Po Nq+0,5b γ Nγ 1-0,2B2

Analisa kapasitas dukung didasarkan kondisi local shear pada pondasi menerus. qult =C'Nc'+qNq'+12b γ Nγ'


10

DESAIN PONDASI 1 201 1 Local shear failure dapat terjadi untuk nilai ∅<30° untuk pondasi berbentuk lainnya caranya sama dengan mencari qult. Persamaan qult untuk memuaskan usher tidak ada alasan ilmiah yang mendukung teori ini. Teori ini hanya ada pada Terzaghi. Catatan: •

Untuk keamanan besar dapat digunakan rumus local shear failure . kapasitas dukung lebih besar settlement tidak perlu dihitung.

•

Untuk lebih realistik setelah pengecekan terhadap qult (general shear failure) pondasi perlu dicek terhadap settlement (hasil lab).

•

Dapat juga hasil lab dibandingkan dengan uji lapangan (SPT atau CPT). Hasil qult lab biasanya lebih besar dari qult lapangan (pendekatan). Hasil qult lapangan nilainya lebih rendah karena teorinya hanya sederhana, tanah dibagi menjadi tanah kohesif dan non-kohesif.

•

Kondisi khusus, pada tanah non-kohesif C=0 maka qult =qNq+12b γ Nγ , pada tanah kohesif ∅=0 maka Nc = 5,7 ; Nq = 1 ; N γ = 0

maka qult =CNc+12b γ Nγ Perkembangan rumus setelah qult Terzaghi, Nc dan Nq diambil nilainya dari Prendth (1921) – Reisser (1924) Nq=eπ tan∅ tan2(45°+∅2) Nc=Nq-1cos∅

Sedangkan nilai Nγ diusulkan: Nγ=Nq-1tan1,4 ∅ Mayerhof (1963) Nγ=1,8 Nq-1tan ∅ Hansen (1968) Nγ=2 Nq+1tan ∅Coquot dan konrek (nilainya terlalu besar)

Untuk faktor bentuk, faktor kedalaman dan faktor kemiringan beban yang diusulkan Debeer (1970) dan mayerhof (1953), secara empiris hasil percobaan untuk keperluan praktis. Nilai qult yang diusulkan Terzaghi memberi hasil yang cukup baik.


11

DESAIN PONDASI 1 201 1 Perlu diketahui bahwa hasil-hasil perhitungan kapasitas dukung sangat peka terhadap nilai-nilai asumsi parameter kekuatan geser terutama untuk nilai ∅ yang tinggi. Akibatnya perlu dipertimbangkan kekuatan parameter-parameter kekuatan geser yang digunakan. a. Analisis Rankine Teori Rankine (1857) dalam tekanan tanah lateral dilakukan asumsi-asumsi sebagai berikut : 1. Tanah dalkam keadaan seimbang plastis yaitu sembarang elemen tanah

dalam kondisi tepat akan runtuh. 2. Tanah urug tak berkohesi (C=0). 3. Gesekan antara dinding dan tanah urug diabaikan atau permukaan dinding dianggap nilai sempurna. 4. Tekanan tanah lateral pada tanah tak kohesif. Tanah tak kohesif / granular adalah tanah yang tidak mempunyai kohesi, seperti kerikil dan pasir. Permukaan tanah urug horizontal, tekanan tanah aktif (pa) pada sembarang kedalaman dari permukaan tanah urug / puncak dinding penahan dinyatakan oleh persamaan : Pa=ka.Z.γ

Dengan: ka=1-sinμ1+sinμ=tan2(45-∅2)

Tekanan aktif atau tanah aktif total (Pa) untuk dinding penahan tanah setinggi H dinyatakan oleh persamaan: Pa=0,5 H2 γ Ka

Dengan kedudukan pasif, tekanan pasif (Pc) pada kedalaman Z dari puncak dinding penahan dinyatakan dengan Pc=kp.Z.γ

Dengan: Kp=cosβcosβ+cos2 β-cos2 ∅cosβ-cos2 β-cos2 ∅

•

Tekanan tanah lateral pada tanah kohesif


12

DESAIN PONDASI 1 201 1 Bila tanah yang memiliki kohesi dan sudut geser dalam, maka pada kedudukan rankine tekanan tanah aktif dinyatakan oleh persamaan : Pa=γ Z tan2 45°-∅2-2 Ctan (45°-∅2) ka=tan2 45°-∅2

Maka, Pa=γ Z ka-Z C ka Dalam persamaan tersebut, terlihat bahwa terdapat kemungkinan Pa negatif yang berarti ada gaya bekerja di tanah. Pada bagian tanah yang menerima gaya tarik tersebut, tanah menjadi retak-retak. Retakan ini bila terisi hujan, selain mengurangi kohesi juga mengakibatkan tambahan tekanan tanah lateral akibat tekanan hidrostatis. Kedalaman kritis ho yang menyatakan kedalam tanah yang retak terjadi pada saat Pa=0 diperoleh: He=2Cγ ka

Dari persamaan yang sebelumnya bila dipermukaan tanah (Z = 0), nilai Pa akan sama dengan: Pa=-2C tan 45°-∅2:-2 Cka

Bila tanah pada kedudukan pasif : Pa=γ Z kp+2 C kp

Dipermukaan tanah : Pp=2 C kp

Besarnya gaya-gaya tekanan aktif dan pasif pada dinding penahan tanah urug yang kohesif dinyatakan dengan persamaan berikut: 1. Tekanan tanah aktif total Pa=0,5 γ H2 ka- 2 C Hka

2. Tekanan tanah pasif total Pp=0,5 γ μ2 kp- 2 C Hkp

•

Stabilitas terhadap pergeseran Gaya-gaya yang menggeser dinding penahan tanah akan ditahan oleh: 1. Gesekan antara tanah dengan dasar pondasi 2. Tekanan tanah pasif bila di depan dinding penahan tanah ada

timbunan. Faktor aman terhadap pergeseran (Fgr) didefinisikan sebagai berikut:


13

DESAIN PONDASI 1 201 1 fgs=ƩRHƩPH≥1,5

a. Analisis Skempton Skempton (1951) memberikan persamaan daya dukung ultimit pondasi yang terletak pada lempung jenuh dengan memberikan faktor bentuk dan kedalaman. Pada sembarang kedalaman pondasi empat persegi panjang yang terletak pada tanah lempung, skempton menyarankan pemakaian faktor koreksi pengaruh bentuk pondasi (Sc) dengan: Sc=(1+0,2 B2)

Dimana : B = lebar tapak pondasi L = panjang tapak pondasi Faktor Nc untuk bentuk pondasi tertentu diperoleh dari mengalikan faktor bentuk Sc dengan Nc pada pondasi memanjang yang besarnya dipengaruhi pula oleh kedalaman pondasi. 1. Pondasi di permukaan Nc (permukaan) = 5,14 : untuk pondasi memanjang Nc (permukaan) = 6,20 : untuk pondasi lingkaran dan bujur sangkar 2. Pondasi pada kedalaman 0 < Df < 2,5B Nc = (1 + 0,2 Df/B) Nc (permukaan) 3. Pondasi pada kedalaman Df > 2,5B Nc = 1,5 Nc (permukaan) Daya dukung ultimit pondasi memanjang analisis skempton: qu=Cu.Nc+Df. γ

Daya dukung ultimit netto : qun=Cu.Nc

Dengan : qu = daya dukung ultimit Qun = daya dukung ultimit netto Df = kedalaman pondasi γ = berat volume tanah


14

DESAIN PONDASI 1 201 1 Cu = kohesi pada kondisi tanpa drainase Nc = Faktor daya dukung


15

DESAIN PONDASI 1 201 1 a. Analisis Hansen Kapasitas daya dukung tanah menurut Hansen (1961) persamaan kapasitas daya tanah secara umum: qu=CNc Sc dc Ic bc gc+σq Nq Sq dq Iq bq gq+12γ B Nγ Sγ dγ Iγ bγ gγ

Dimana : γ

= berat unit tanah di bawah dasar pondasi

B

= lebar pondasi

C

= kohesi

Σ

= tekanan overburden efektif pada dasar pondasi

Nc, Nq, N γ

= faktor kapasitas daya dukung

Sc, Sq, S γ

= faktor bentuk

Dc, dq, d γ

= faktor kedalaman

Ic, Iq, I γ

= faktor inklinasi beban

Bc, bq, b γ

= faktor inklinasi permukaan dasar pondasi

Qc, qq, q γ

= faktor inklinasi permukaan tanah sekitar pondasi

Untuk beban yang berinklinasi dan eksentris, lebar (B) dan panjang (L) akakn menjadi lebar efektif (B’) dan panjang efektif (L’) yang dapat dicari dengan menggunakan cara sederhana mayerhoof (1963). Bentuk Tapak

Sc

Sq

Sγ

Tapak menerus

1,0

1,0

1,0

Segi empat

(1+0,2 B2)

(1+0,2 B2)

(1+0,4 B2)

Bujur sangkar

1,3

1,2

0,8

Lingkaran (d = B)

1,3

1,2

0,6


16

DESAIN PONDASI 1 201 1 2.1 Pengaruh Air Tanah Terhadap Daya Dukung Pondasi Berat volume tanah sangat dipengaruhi oleh kadar air tanah dan kedudukan air tanah. Oleh karena itu berpengaruh pula pada kapasitas dukung tanahnya. a. Muka air tanah di atas telapak pondasi Bila muka air tanah terletak di atas atau sama dengan dasar pondasi , berat volume yang dipakai dalam suku persamaan ketiga harus berat volume efektif atau berat volume apung (γ') karena zona geser yang terletak di bawah pondasi sepenuhnya terendam air pada kondisi ini. Nilai Pa pada suku kedua menjadi: γ'=Df-dw+ γb dw

Dengan : γ’ = γsat-γw

;

dw = kedalaman muka air tanah

b. Muka air tanah di bawah telapak pondasi Jika muka air tanah terletak Z di bawah dasar pondasi (Z < B) nilai XXX pada suku persamaan kedua digantikan dengan γb bila tanahnya tanah basah dan γd bila tanahnya tanah kering karena massa tanah dalam zona geser bagian terendam air. Berat air tanah yang diterapkan dalam persamaan kapasitas dukung suku ketiga dapat didekati dengan: γrt= γ'+ZB(γb-γ')

Dengan : γrt = berat volume tanah rata-rata


17


2.1 Beban Eksentris a. Pengertian beban eksentris Beban eksentris merupakan pusat bekerjanya gaya yang terjadi tidak sama dengan pusat pondasi. qmax=QB.L(1+6eB) qmin=QB.L(1-6eB)

b. Pengaruh beban eksentris terhadap daya dukung pondasi Pengaruh beban vertical yang eksentris pada pondasi memanjang yang terletak di permukaan tanah kohesif (∅=0) dan granular (C = 0) dan (∅=35°) berpengaruh terhadap pengurangan kapasitas dukung. Reduksi dari kapasitas dukung merupakan fungsi eksentris beban pada tanah-tanah granular, reduksi kapasitas dukung lebih besar daripada tanah kohesif. Kapasitas dukung ultimat pondasi dengan beban vertikal eksentris (qu’) diperoleh dengan mengalikan kapasitas dukung ultimit dengan beban vertikal terpusat (qu) dengan faktor reduksi, yaitu: qu'=Re.qu

Dengan : qu’= kapasitas dukung ultimit pada beban vertikal Re = faktor reduksi akibat beban eksentris Qu = kapasitas dukung ultimit untuk beban vertikal di pusat pondasi Mayerhoff menganggap bahwa pengaruh eksentrifitas beban pada kapasitas dukung adalah mereduksi dimensi pondasi bila area pondasi sebenarnya. Ukuran B dan L yang eksentris, mayerhof mengusulkan koreksi untuk lebar dan panjangnya yang dinyatakan dalam dimensi efektif pondasi B’ dan L’. untuk eksentisitas beban satu arah dimensi efektif pondasi dinyatakan sebagai berikut: 1. Jika eksentrisitas pada lebarnya, lebar efektif pondasi dinyatakan oleh: B=B-2ex dengan L'=L


18

DESAIN PONDASI 1 201 1 2. Jika eksentris pada arah memanjangnya panjang efektif pondasi dinyatakan oleh L'=L-2ey dengan B'=B

Jika eksentrisitas beban 2 arah, yaitu ex dan ey maka lebar efektif pondasi (B’) ditentukan sedemikian resultan beban terletak di pusat beban are efektif A’.

Komponen vertikal beban total ultimit (pu’) yang dapat didukung oleh pondasi dengan beban eksentris dinyatakan oleh : Pu'=qu .A'=qu .B'. L'

Dengan A’ adalah luas efektif dengan sisi terpanjang L’ sedemikian hingga pusat beratnya berhimpit dengan garis gaya resultan beban pondasi dalam hal ini lebar efektif. B'=A'L'

Untuk

eksentrisitas

beban

2

arah,

mayerhof

(1953)

menyarankan

penyederhanaan luas dasar pondasi efektif dengan : B'=B-2ex dan L'=L-2ey

Bila beban didasarkan pada tinjauan kapasitas dukung ultimit netto (qun) beban yang terhitung merupakan beban ultimit netto.


19

DESAIN PONDASI 1 201 1 2.1 Pondasi Telapak Gabungan dan Kantilever a. Pondasi Telapak Gabungan Garis besar perancangan pondasi telapak gabungan, pada prinsipnya sama seperti perancangan fondasi telapak, yaitu : meliputi penentuan besarnya bebanbeban yang bekerja pada fondasi, penentuan kapasitas dukung izin, dan perancangan strukrur fondasi. •

kapasitas dukung izin

Hitungan kapasitas dukung izin dan penurunan pada fondasi telapak gabungan berbentuk empat persegi panjang dan kantilever, yang diperlukan untuk menentukan kapsitas dukung izin (qa). Pertimbangan-pertimbangan dalam perancangan dilakukan dengan memperhatikan jenis tanah. •

perancangan struktural

Perancangan fondasi telapak gabungan dilakukan dengan anggapananggapan sebagai berikut : 1. Pondasi atau

plat pondasi dianggap sangat kaku. Oleh karena itu,

pelengkungan fondasi tidak mempengaruhi penyebaran tekanan. 2. Distribusi tekanan sentuh pada dasar fondasi disebarkan secara linear.

Gambar 2.4.1.a, menunjukan denah kolom bangunan dengan kolom bagian luar terletak pada batas pemakaian. Dalam hal ini akan digunakan fondasi gabungan empat persegi panjang yang menggabungkan kolom luar dan kolom bagian dalam. Pusat berat luasan pondasi dibuat berimpit dengan resultan beban-beban. Oleh kerena itu, tekanan pada dasar fondasi seragam. Panjang (L) diatur dengan memperpanjang sisi fondasi yang terletak di bagian dalam bangunan. Lebar fondasi (B) dihitung dengan membagi resultan beban vertikal dengan panjang L yang dikalikan dengan kapasitas dukung izin. B=PLqa


20


Jika ruang bagian kanan dan kiri kolom terbatas, dapat digunakan fondasi telapak gabungan trapesium. Panjan L

yang terbatas ditentukan terlebih

dahulu, dan pusat berat luasan trapesium dibuat berimpit dengan garis kerja resultan beban-beban. Jika r adalah letak resultan bebannya terhadap sisi B2, menurut Gambar 2.4.1.b, maka r=P1L-a1+P2a2P B2=2AL3rL-1

Dan B2=2AL-B1

A=qmaksqa

Dengan : r

= jarak garis kerja resultan P1 dan P2 terhadap sisi B2


21

DESAIN PONDASI 1 201 1 B1, B2

= berturut-turut lebar fondasi, pada sisi terpendek dan terpanjang ( lihat Gambar 2.4.2)

L

= panjang pelat fondasi

A

= luas trapesium

a1,a2

= berturut-turut jarak tepi pelat kepusat luasan kolom P1 dan P2

q

= tekanan fondasi pada tanah

qa

= kapasitas dukung izin

Untuk fondasi gabungan empat persegi panjang, karena B1 = B2, maka B=A/L langkah-langkah perancangan fondasi telapak gabungan berbentuk trapesium dilakukan sebagai berikut : 1. Menyiapkan denah dasar bangunan yang memperlihatkan letak-letak kolom, dinding, dan letak beban-beban dimana terdapat ruang-ruang khusus, seperti tempat mesin berat yang kemungkinan menimbulkan getaran. Selain itu harus diketahui besar beban mati, beban hidup, momen lentur pada tiap-tiap kolom dan dinding. Memilih susunan kolom-kolom yang membutuhkan struktur fondasi gabungan. 2. Pada dua kolom atau lebuh yang membutuhkan struktur fondasi gabungan,

dihitung jumlah total dari beban-beban kolomnya (P). 3. Tentukan lokasi resultan beban-beban. Jika pada kolom-kolomnya terdapat

momen lentur, pengaruh momen ini harus diperhitungkan terhadap resultan P-nya(lihat Gambar 2.4.2) 4. Estimasikan nilai kapasitas dukung izin (qa) menurut jenis tanah dasar

fondasi. Untuk itu nilai-nilai kapasitas dukung aman dalam tabel di bawah ini dapat dijadikan pertimbangan. Tabel 2.4.1 nilai-nilai m, sf dan H/B untuk berbagai nilai 

batasan

maksimum

φ°

20

25

30

35

40

45

48

H/B

2,5

3

4

5

7

9

11

m

0,05

0,10

0,15

0,25

0,35

0,50

0,60

sf

1,12

1,30

1,60

2,25

4,45

5,50

7,60


22

DESAIN PONDASI 1 201 1 5. Dicoba panjang pelat pondasi L dan hitung luas pelat fondasi yang diperlukan dengan

A=Pqa

Dengan : A qa

= luas dasr fondasi = estimasi kapasitas dukung izin dari langkah (4).

6. Hitung lebar pondasi, B1 dan B2 :


23

DESAIN PONDASI 1 201 1 B1=2AL3rL-1

Dengan r adalah resultan P terhadap B2. B2=2AL-B1


24

DESAIN PONDASI 1 201 1 Dengan : B1

= sisi trapesium pada bagian yang dibatasi oleh batas pemilikan

B2 = sisi trapesium pada bagian dalam bangunan Bila r = L/3, maka B1=0. Pada kondisi ini diperoleh fondasi berbentuk segitiga untuk memenuhi tekanan pada dasar fondasi seragam. Untuk itu, lebih baik jika panjang L di tambah kearah sisi B2, jika r mendekati atau sama dengan L/3. 7. Cek kapsitas dukung izin yang diestimasikan pada langkah (4) di atas

dengan kapasitas dukung izin (qa) yang didasarkan pada dimensi fondasi yang diperoleh pada langkah (6). Nilai qu yang dihitung pada langkah (7). Pada hitungan cara ini, karena resultan beban dibuat berimpit dengan pusat berat luasan fondasi, tekanan pada dasr fondasi seragam, yaitu q sama dengan qu. Kemudian lakukan langkah (12), (13), dan (14). Jika resultan beban tidak berimpit dengan pusat berat luasan fondasi, maka lanjutkan langkah berikut ini. 8. Tentukan letak titik berat luasan fondasi : r0=L32B1+B2B1+B2

Dengan r0 adalah jarak titik berat trapesium terhadap sisi B2. Titik awal sumbu-sumbu x,y dibuat berimpit dengan r0. 9. Tentukan mimen inersia luasan fondasi terhadap sumbu y ( Iy ): Iy=IB2-Ar02

Dengan IB2 adalah momen inersia terhadap sisi B2. 10. Hitung momen Σ Π terhadap sumbu-y, yaitu M = ε

. Σ Π , dengan

e=r0-r

11. Tentukan besarnya tekanan sentuh pada dasr fondasi, dengan : q=PA±Myx0Iy

Dengan x0= jarak pada titik awal pada sumbu-x. 12. Gambarkan diagram gaya lintang disepanjang fondasi 13. Hitungan momen lentur dan kebutuhan penulangan betonnya. 14. Cek kedalaman fondasi berdasar hitungan dimensi (tebal) pelat fondasi.Untuk fondasi telapak gabungan yang berbentuk empat persegi panjang, perancangannya sebagai berikut (Gambar 2.4.3) :


25

DESAIN PONDASI 1 201 1 Ikuti cara yang sama seperti poin (1) sampai (5) pada perancang fondasi telapak trapesium di atas, kemudian. 15. Hitung lebar fondasi dengan : B=PLqa

Cek kapasitas dukung izin yang diestimasikan pada langkah (4) diatas dengan kapasitas dukung izin (qa) yang didasarkan pada dimensi fondasi yang diperoleh pada langkah (6) nilai qu yang dihiyung pda langkah (7)

16. Hitung besar tekanan sentuh pada dasar fondasi : q=PBL1±6exL;untuk (e≤L/6)

Dan q=4P3B(L-2ex);untuk (e>L/6

Lanjutkan langkah hitungan yang sama seperti langkah (12) sampai (14) pada fondasi trapesium. a.

Pondasi Telapak Kantilever


26

DESAIN PONDASI 1 201 1 jika fondasi terdiri dari 2 atau lebih fondasi telapak yang diikat oleh satu balok, fondasi semacam ini disebut fondasi telapak kantilever (cantilever footing) atau fondasi telapak ikat (strap footing). Fondasi telapak kantilever digunakan jika luasan fondasi yang berada di tepi luasan bangunan, terbatas oleh batas pemilkikan atau oleh fondasi yang sudah ada sebelumnya. Fondasi yang berada di tepi diikiatkan dengan fondasi yang berada di dekatnya. Dua fondasi telapak tersebut, diikat oleh balok yang kaku agar distribusi tekanan pada dasar fondasi ke tanah menjadi seragam. Ikatan antar dua fondasi dapat dilakukan dengan beberapa cara, dan pemilihan caranya tergantung dari kondisi yang ada. Fondasi yang berada ditepi batas pemilikan diikat kedinding atau kekolom yang berada diatas fondasi (Gambar 2.4.4). sebaliknya, fondasi telapak kantilever tidak disusun sedemikian sehinggan prosedur pelaksanaanya tidak umum dilakukan. •

kapasitas dukung izin

Hal-hal yang perlu doperhatikan dalam penentuan kapasitas dukung izin, sama halnya pada fondasi telapak. •

perancangan struktural

fondasi telapak kantilever terdiri dari dua fondasi yang terpisah satu sama lain yang dihubungkanoleh suatu balok (Gambar 2.4.5). Luas area kedua fondasi dapat dianggap sebagai problem statika jika kapasitas dukung izin dan dimensi fondasi sudah dilpilih atau diasumsikan.

Gambar 2.4.4 Contoh-Contoh Struktur Fondasi Telapak Kantilever


27


Ga mbar 2.4.5 Perancangan Fondasi Telapak Kantilever Hitungan tekanan pada dasar fondasi dilakukan dengan memperhatikan (Gambar 2.4.5). Tekanan pada dasarfondasi terbagi rata secara sama pada fondasi kolom P1dan P2. Dari persamaan keseimbangan, L1R1=L1+B12-a1P1 R1=(L1+B12-a1)(P1L1)

Tekanan pada dasar fondasi kolom P1 q1=R1A1

Dari persamaan, L1P2-B12-a1P1=R2L1

Diperoleh R2=1L1L1P2-B12-a1P1

Tekanan pada dasar fondasi kolom P2, dihitung dengan persamaan : q2=R2A2

Dengan A1, A2, berturut-turut adalah luas dasar fondasi kolom P1 dan P2, dan q1, q2, berturut-turut adalah tekanan pada dasar fondasi kolom P1 dan P2. Simbol-simbol yang lain dapat dilihat pada Gambar 2.4.5. Dalam perancangan, hasil akhir q1 dan q2 harus lebih kecil dari pada kapasitas dukung izin (qa). Dari tekanan pada dasar fondasi yang telah diperoleh, dapat dihitung besarnya momen dan gaya-gaya lintang yang terjadi pada balok ikat dan telapak fondasinya. Dari sini, kemudian dapat dilakukan hitungan-hitungan beton.


28

DESAIN PONDASI 1 201 1 2.1 Penurunan Pondasi Dangkal Penurunan (settlement) fondasi yang terletak pada tanah berbutir halus yang jenuh dapat dibagi menjadi 3 komponen, yaitu : penurunan segera (immediate settlement), penurunan konsolidasi primer dan penurunan konsolidasi sekunder. Penurunan total adalah jumlah dari ketiga komponen penurunan tersebut, atau bila dinyatakan dalam persamaan, S=Si+Sc+Ss

dengan : S = penurunan total Si= penurunan segera Sc = penurunan konsolidasi primer Ss= penurunan konsoliasi sekunder

Penurunan segera atau penurunan elastis adalah penurunan yang dihasilkan oleh distorsi massa tanah yang tertekan, dan terjadi pada volume konstan. Penurunan pada tanah-tanah berbutir kasar dan tanah-tanah berbutir halus yang tidak jenuh termasuk tipe penurunan segera, karena penurunan terjadi segera setelah terjadi penerapan beban. Penurunan konsolidasi terdiri dari 2 tahap, yaitu tahap penurunan konsolidasi primer dan tahap penurunan konsolidasi sekunder. Penurunan konsoliasi primer adalah penurunan yang terjadi sebagai hasil dari pengurangan vollume tanah akibat aliran air meninggalkan zona tertekan yang diikuti oleh pengurangan kelebihan tekanan air pori (excess pore water pressure). Penurunan konsolidasi merupakan fungsi dari waktu. Penurunan konsolidasi sekunder, adalah penurunan yang tergantung dari waktu juga, namun berlangsung pada waktu setelah konsolidasi primer selesai, dimana tegangan efektif akibat bebannya telah konstan. Besarnya penurunan bergantung pada karakteristik tanah dan penyebaran tekanan fondasi ke tanah dibawahnya. Penurunan fondasi bangunan dapat diestimasi dari hasil-hasil uji laboratorium pada contoh-contoh tanah tak terganggu yang diambil dari pengeboran, atau dari persamaan-persamaan empiris yang dihubungkan dengan hasil pengujian dilapangan secara langsung.


29

DESAIN PONDASI 1 201 1 a. Penurunan Segera 1. Tanah Homogen dengan Tebal Tak Terhingga Persamaan penurunan segera atau penurunan elastis dari fondasi yang terletak diperrmukaan tanah yang homogen, elastis, isotropis, padaa media semi tak terhingga, dinyatakan oleh : Si=qBE1-μ2Ip

Dengan :

si= penurunan segera

q = tekanan pada dasar fondasi B = lebar fondasi E = mdulus elastis μ = angka Poisson Ip = faktor pengaruh

2. Lapisan Tanah Pendukung Fondasi Dibatasi Lapisan Keras Jika tebal lapisan terbatas dan lapisan yang mendasari lapisan tersebut berupa lapisan keras tak terhingga, maka penurunan segera pada sudut luasan beban terbagi rata empat persegi panjang fleksibel yang terletak dipermukaan, dapat dihitung dengan menggunakan persamaan yang diusulkan Steinbrenner (1934): si=qBEIp

dengan Ip=1-μ2F1+1-μ-2μ2F2

Dengan F1 dan F2 adalah koefisien-koefisienn yang diusulkan oleh Steinbrenner (1934) alam bentuk grafik. Penurunan disembarang titik pada fonasi empat persegi panjang dipermukaan tanah dengan tebal terbatas, dihitung dengan menggunakan persamaan : Si=qEIp1B1+Ip2B2+Ip3B3+Ip4B4

Dengan B1,B2,B3,B4 adalah masing-masing luasan. 3. Penurunan Segera dari Hasil Pengujian di Lapangan •

Penurunan segera dari hasil uji beban plat


30

DESAIN PONDASI 1 201 1 Terzaghi dan Peck (1967) menyarankan persamaan penurunan fondasi dengan intensitas beban q dan lebar B yang terletak pada pasir, sebagai berikut : SB=2BB+b2×Sb

dengan : SB = penurunan fondasi Sb = penurunan pada uji beban pelat

b = lebar pelat uji •

Penurunan segera dari hasil uji SPT Penurunan pada tanah pasir dapat diestimasi dengan menggunakan hasil uji SPT (Standard Penetration Test). Untuk hal ini, Meyerhof (1965) menyarankan persamaan berikut :

Si=4qN untuk B≤ 1,2 m Si6qNBB+12 untuk B >1,2 m

dengan : q = intensitas beban dalam B = lebar fondasi dalam Si= penurunan dalam inci

N = jumlah pukulan dalam uji SPT 2.1 Dinding Penahan Dinding penahan tanah berfungsi untuk menyokong tanah serta mencegahnya dari bahaya kelongsoran. Baik akibat beban air hujan, berat tanah itu sendiri maupun akibat beban yang bekerja di atasnya. Pada saat ini, konstruksi dinding penahan tanah sangat sering digunakan dalam pekerjaan sipil walaupun ternyata konstruksi dinding penahan tanah sudah cukup lama dikenal di dunia. Terdapat beberapa tipe dinding penahan tanah yaitu : 1. Dinding gravitasi 2. Dinding semi gravitasi 3. Dinding kantilever


31

DESAIN PONDASI 1 201 1 4. Dinding counterfort

Prosedur perencanaan dilakukan berdasarkan analisa terhadap gaya-gaya yang bekerja pada dinding penahan tanah tersebut. Dinding juga harus direncanakan sedemikian rupa sehingga tidak ada tegangan tarik pada tiap titik pada dinding untuk setiap kondisi pembebanan. Pada perencanaan dinding penahan tanah, beberapa analisis yang harus dilakukan adalah: a. Analisis kestabilan terhadap guling b. Analisis ketahanan terhadap geser c. Kapasitas daya dukung tanah pada dasar dinding penahan d. Analisis tegangan dalam dinding penahan tanah e. Analisis penurunan f. Analisis stabilitas secara umum

Gambar 2.13 Distribusi tekanan tanah at rest pada dinding penahan


32


Bab III PERHITUNGAN PONDASI DANGKAL 3.1 Menentukan Beban-Beban yang Terjadi

Gambar 3.1 : Denah Kolom Bangunan Beban pada setiap titik : 1. Titik A = 200 KN 2. Titik B = 100 KN 3. Titik C = 600 KN 4. Titik D = 180 KN 5. Titik E = 90 KN 6. Titik F = 700 KN

3.1 Data-Data Tanah atau Geoteknik (Sifat Fisis dan Gambar Statigrafi) 1. Lapisan tanah 1 : Tebal

= 2,31 m

γ

= 17,0 kN/m3

C

= 40,0 kN/m2

∅

= 5o


33


2. Lapisan tanah 2 : Tebal

= 1,62 m

γ

= 17,0 kN/m3

C

= 30,0 kN/m2

∅

= 6o

3. Lapisan tanah 3 : Tebal

= 3,73 m

γ

= 16,7 kN/m3

C

= 27,0 kN/m2

∅

= 8o

γ = 17,0 kN/m3 kN/m2

C = 40,0

Muka Air Tanah

γ = 17,0 kN/m3

γ = 17,0 kN/m3 kN/m2

C = 40,0 kN/m2

∅ = 5o

C = 40,0


34

DESAIN PONDASI 1 201 1 3.1 Kapasitas Dukung Pondasi 3.3.1 Titik A-B

A

a.

B

Menentukan dimensi pondasi: PB×a+Mx=P×b

100×3,5+25+25=300×b b=400300=1,33 m ey=MxP=25+25300=0,1667=0,20 m ex=MyP=40+40300=0,2667=0,25 m


35


Asumsikan

c=0,5 m

L=2×b+c=2×1,33+0,5=3,667=3,7 m Asumsikan

g=0,75 m

B=2×ey+g=2×0,1667+0,75=1,833 m=1,9 m Asumsikan Df = 1 meter Kontrol B6>ex → 1,8336>0,2667 → 0,3056>0,2667 memenuhi L6>ey → 3,6676>0,1667 → 0,611>0,1667 memenuhi b.

Menghitung kapasitas dukung: •

Menghitung tegangan yang terjadi

σ maks=PB×L+My×6B2×L+Mx×6B×L2 =3003,667×1,833+(2×40)×61,8332×3,667+(2×25)×6 1,833×3,6672 =95,74756 kN.m2 σ min=PB×L-My×6B2×L-Mx×6B×L2 =3003,667×1,833-(2×40)×61,8332×3,667(2×25)×61,833×3,6672 =52,34 kN.m2 •

Pada ∅=5° maka nilai Nc=7,3 ;Nq=1,6 ;Nγ=0,5

•

γ'=γsat-γW=17,0-9,81=7,19 kN/m3


36

DESAIN PONDASI 1 201 1 •

γ rata-rata=γ'+ZB×γb-γ' =7,19+1,311,833×17,0-7,19 =10,695 kN/m3

•

qu=CNc1+0,3BL+γb×Df×Nq+0,5 γrt NγB(1-0,2BL)

=40×7,31+0,31,8333,667+(17,0×1)×1,6+0,5×10,695×3,667×0,5)×(10,21,8333,667 =335,8+27,2+4,411 =367,412 kN/m2 a. Faktor keamanan: Fk=quσ=367,412 116,382=3,84→memenuhi (Fk=3-5)


37

DESAIN PONDASI 1 201 1 3.3.1 Titik D-E

D

a.

E

Menentukan dimensi pondasi: PE×a+Mx=P×b

90×3,5+25+25=270×b b=365270=1,352 m ey=MxP=25+25270=0,185=0,2 m ex=MyP=40+40270=0,296=0,3 m


38


Asumsikan

c=0,5 m

L=2×b+c=2×1,352+0,5=3,704 m=3,7 m Asumsikan

g=0,75 m B=2×ey+g=2×0,185+0,75=1,87 m=1,9 m

Kontrol B6>ex → 1,876>0,296 → 0,312>0,296 memenuhi L6>ey → 3,7046>0,185 → 0,617>0,185 memenuhi b.



σ maks=PB×L+My×6B2×L+Mx×6B×L2 =2701,87×3,704+(2×40)×61,872×3,704+(2×25)×61, 87×3,7042 =87,71583 kN.m2 σ min=PB×L-My×6B2×L-Mx×6B×L2 =2701,87×3,704-(2×40)×61,872×3,704(2×25)×61,87×3,7042 =49,76 kN.m2 •


•

γ'=γsat-γW=17,0-9,81=7,19 kN/m3


39


γ rata-rata=γ'+ZB×γb-γ'

=7,19+1,311,87×17,0-7,19 =10,659 kN/m3 •

qu=CNc1+0,3BL+γb×Df×Nq+0,5 γrt NγB(1-0,2BL)

=40×7,31+0,31,8703,704+(17,0×1)×1,6+0,5×10,659×3,504×0,5)×(10,21,870 3,704 =336,238+27,2+4,481 =367,919 kN/m2 a. Faktor keamanan: Fk=quσ=367,919116,382=4,19→memenuhi (Fk=3-5)


40

DESAIN PONDASI 1 201 1 3.3.1

Titik C

C

Gambar 3.5 Perencanaan Pondasi Bujur Sangkar di Titik C a. Menentukan dimensi pondasi: ey=MxP=25600=0,042 ex=MyP=40600=0,066 Asumsikan :

B = 2,3 meter Df = 2,31 meter

Kontrol B6>ex → 2,36>0,066 → 0,383>0,066 memenuhi L6>ey → 2,36>0,066 → 0,383>0,042 memenuhi


41

DESAIN PONDASI 1 201 1 b.



σmaks=PB×L+My×6B2×L+Mx×6B×L2 =6002,3×2,3+40×62,32×2,3+25×62,3×2,32 =145,47 kN.m2 σmin=PB×L-My×6B2×L-Mx×6B×L2 =6002,3×2,3-40×62,32×2,3-25×62,3×2,32 =49,163 kN.m2

•


•

γ'=γsat-γW=17,0-9,8=7,2 kN/m3

•

qu=1,3 CNc+γ'Df-Dw+γbDw×Nq+0,4 γ'BNγ

=1,3×40×7,3+7,22,312,31+17×2,31×1,6+0,4×7,2×2,3×0,5 =379,6+62,56+3,31 =445,47 kN/m2 c. Faktor keamanan: Fk=quσ=445,47145,47=3,06→memenuhi (Fk=3-5)


42

DESAIN PONDASI 1 201 1 3.3.1

Titik F

F

Gambar 3.6 Perencanaan Pondasi Bujur Sangkar Di Titik F a. Menentukan dimensi pondasi: ey=MxP=25700=0,035 ex=MyP=40700=0,057 Asumsikan :

B = 2,5 meter Df = 2,31 meter

Kontrol B6>ex → 2,56>0,057 → 0,416>0,057 memenuhi L6>ex → 2,56>0,035 → 0,416>0,035 memenuhi


43

DESAIN PONDASI 1 201 1 b.



σmaks=PB×L+My×6B2×L+Mx×6B×L2 =7002,5×2,5+40×62,52×2,5+25×62,5×2,52 =136,96 kN.m2 σmin=PB×L-My×6B2×L-Mx×6B×L2 =7002,5×2,5-40×62,52×2,5-25×62,5×2,52 =62,08 kN.m2 •


•

γ'=γsat-γW=17,0-9,8=7,2 kN/m3

•

qu=1,3 CNc+γ'Df-Dw+γbDw×Nq+0,4 γ'BNγ =

1,3×40×7,3+7,22,31-

2,31+17×2,31×1,6+0,4×7,2×2,5×0,5 =379,6+62,56+3,24 =445,76 kN/m2 a.

Faktor keamanan:

Fk=quσ=445,4136,96=3,25→memenuhi (Fk=3-5)


44

DESAIN PONDASI 1 201 1 3.1 Menghitung Penurunan Pondasi 3.4.1Penurunan di titik A-B

σmaks

Df= 1 m Lapisan 1

2,31 m

H1

Lapisan 2 Lapisan 3

H2

1,62 m H3

3,73 m

Gambar 3.7 Sketsa Tampak Samping Penurunan Pondasi Gabungan Titik A-B A. Penurunan Segera a. Lapisan 1 Pada lokasi perencanaan pondasi, jenis tanah yang terdapat pada lapisan 1 adalah tanah lempung tak jenuh sedang. Berdasarkan jenis tanah tersebut maka didapat nilai μ=0,3 dan nilai E=7000 kN/m2 L

= 3,667m

B

= 1,833 m

Data-data Pada lapisan 1 H1

= 1,31 m (di bawah dasar pondasi)

µ

= 0,3 (tanah tak jenuh)

Ε

= 7000 kN/m2 (lempung sedang)

B1

= 12B=12×1,833=0,9167 m

L1

= 12L=12×3,667=1,8333 m

σ

Α

= 95,74756 kN/m2

Maka : m=LH1=3,6671,31=2,80


45

DESAIN PONDASI 1 201 1 n=BH1=1,8331,31=1,4 Dari nilai m dan n didapat nilai I2 = 0,225(dari grafik, dapat dilihat pada lampiran) σ

Β

= Ι

2

× σ

Α

= 0,225×95,74756 = 21,543 kN/m2 σ1=σA+σB2 =95,74756+21,5432 =58,645 kN/m2 H1B1=1,310,9167=1,43 L1B1 =1,8330,9167=2 Maka diperoleh nilai

F1 = 0,19 F2 = 0,11

Nilai F1 dan F2 di peroleh dari grafik (Terlampir) IP=1-μ2×F1+1-μ-2μ2×F2 =1-0,32×0,19+1-0,3-2(0,3)2×0,11 IP=0,2301

Besarnya penurunan yaitu : Si1=σ1×B1E×4IP =58,645×0,91677000×4(0,2301) Si1=0,0070684 m


46

DESAIN PONDASI 1 201 1 a. Lapisan 2 H2

= 1,62 m

µ

= 0,5 (lempung jenuh)

Ε


B1

= 12B=12×1,833=0,9167 m

L1

= 12L=12×3,667=1,8333 m

σ

B

= 21,543 kN/m2

Maka : m=LH2=3,6671,62=2,263 n=BH2=1,8331,62=1,132 Dari nilai m dan n didapat nilai I2 = 0,206 (dari grafik, dapat dilihat pada lampiran) σ

C

= Ι

× σ

2

Α

= 0,206×95,74756 = 19,724 kN/m2 σ2 =σB+σC2 =21,543+19,7242 =20,634 kN/m2 H2B1=1,620,9167=1,767 L1B1=1,8330,9167=2 Maka diperoleh nilai IP=0,75×F1

F1 = 0,24 (di peroleh dari grafik, terlampir) (Untuk μ=0,5)

=0,75×0,24 IP=0,18 Besarnya penurunan yaitu : Si2=σ2×B1E×4IP


47

DESAIN PONDASI 1 201 1 =20,634×0,91677000×4(0,18) Si2=0,0019455 m

b. Lapisan 3 H3

= 3,73 m

µ


Ε

=13.500 kN/m2 (lempung keras)

B1

= 12B=12×1,833=0,9167 m

L1

= 12L=12×3,667=1,8333 m

σ

c

= 19,724 kN/m2

Maka : m=LH3=3,6673,73=0,983 n=BH3=1,8333,73=0,492 Dari nilai m dan n didapat nilai I2 = 0,12 (dari grafik, dapat dilihat pada lampiran) σD=I2×σA = 0,12×95,74756 = 11,49 kN/m2

σ3 =σC+σD2 =19,724+11,492 =15,607 kN/m2 H3B1=3,730,9167=4,069 L1B1=1,8330,9167=2 Maka diperoleh nilai IP=0,75×F1


=0,75×0,49


48

DESAIN PONDASI 1 201 1 IP=0,3675 Besarnya penurunan yaitu : Si3=σ3×B1E×4IP =15,607×0,916713500×4(0,3675) Si3=0,0015578 m Jadi total penurunan segera pada pondasi gabungan A-B yaitu sebesar : Si=Si1+Si2+Si3 =0,0070684+0,0019455+0,0015578 =0,0105717 m=10,5717 mm B. Penurunan Konsolidasi a. Lapisan 1 H1=1,31 m z=0,655 m (jarak dari pondasi ke tengah lapisan yang ditinjau) Tambahan tekanan : ∆σ=q×B×LB+zL+z =58,645 ×1,833×3,6671,833+0,6553,667+0,655 =36,658 kN/m2 mvkoefisien perubahan volume=0,0001 m2/kN

Sc1=mv×∆σ×H =0,0001 ×36,658 ×1,31 =0,00480 m=4,8 mm b. Lapisan 2 H2'=1,62 m (H2'=H2-H1) z=1,622+1,31=2,12 m Tambahan tekanan : ∆σ=q×B×LB+zL+z


49

DESAIN PONDASI 1 201 1 =20,634 ×1,833×3,6671,833+2,12 3,667+2,12 =6,063 kN/m2 mvkoefisien perubahan volume=0,00012 m2/kN Sc2=mv×∆σ×H =0,00012 ×6,063 ×2,12 =0,00118 m=1,18 mm c. Lapisan 3 H3'=3,73 m (H3'=H3-(H1+H2)) z=3,732+(2,31+1,62)=4,795 m Tambahan tekanan : ∆σ=q×B×LB+zL+z =15,607 ×1,833×3,6671,833+4,795 3,667+4,795 =1,8705 kN/m2 mvkoefisien perubahan volume=0,00014 m2/kN kedalaman 0-2,62 m Sc3=mv×∆σ×H =0,00014 ×1,8705 ×3,73 =0,00098 m=0,98 mm penurunan konsolidasi total Sc=Sc1+Sc2+Sc3 =4,8+1,18+0,98 =6,958 mm total penurunan seluruhnya Stot=Si+Sc =10,5717 mm+6,958 mm =17,5296 mm→"ok" karena <65 mm


50

DESAIN PONDASI 1 201 1 Grafik untuk mendapatkan nilai I2 pada pondasi gabungan A-B

0,225 0,206

0,12

2,82,263

KELOMPOK 12

Lapisan 1 Lapisan 2 KELAS A-093 Lapisan

0,983

51

DESAIN PONDASI 1 201 1 Grafik untuk mendapatkan nilai F1 dan F2 pada pondasi gabungan A-B

0,11 0,19 0,24

0,49

1,43 1,77

4,07


52


Lapisan 1 Lapisan 2 Lapisan 3

σmaks

Df 1m 2,31 m

Lapisan 1

H1

3.4.1Penurunan di titik D-E Gambar 3.8 Sketsa Tampak Samping Penurunan Pondasi Gabungan Titik D-E A. Penurunan Segera a. Lapisan 1 Pada lokasi perencanaan pondasi, jenis tanah yang terdapat pada lapisan 1 H2 adalah tanah lempung jenuh sedang. Berdasarkan jenis tanah tersebut maka Lapisan 2 1,62 m didapat nilai μ=0,5 dan nilai E=7000 kN/m2 L

= 3,7 m

B

= 1,87 m

Lapisan 3

H3

3,73 m

Data-data Pada lapisan 1 H1

= 1,31 m (di bawah dasar pondasi)

µ

= 0,3 (tanah tak jenuh)

Ε


B1

= 12B=12×1,87=0,935 m

L1

= 12L=12×3,7=1,85 m


53

DESAIN PONDASI 1 201 1 σ

Α

= 87,71583 kN/m2


Β

= Ι

2

× σ

Α

= 0,229×87,71583 = 20,087 kN/m2 σ1=σA+σB2 =87,71582+20,0872 =53,90 kN/m2 H1B1=1,310,935=1,4 L1B1=1,850,935=1,98 Maka diperoleh nilai

F1 = 0,18 F2 = 0,115

Nilai F1 dan F2 di peroleh dari grafik (Terlampir) IP=1-μ2×F1+1-μ-2μ2×F2 =1-0,32×0,18+1-0,3-2(0,3)2×0,115 IP=0,2236

Besarnya penurunan yaitu : Si1=σ1×B1E×4IP =53,90×0,9357000×4(0,2236) Si1=0,00644 m


54

DESAIN PONDASI 1 201 1 b. Lapisan 2 H2

= 1,62 m

µ


Ε


B1

= 12B=12×1,87=0,935 m

L1

= 12L=12×3,7=1,85 m

σ

B

= 20,087 kN/m2


C

= Ι

× σ

2

Α

= 0,208×87,71583 = 18,25 kN/m2 σ2 =σB+σC2 =20,087+18,252 =19,166 kN/m2 H2B1=1,620,935=1,73 L1B1=1,850,935=1,98 Maka diperoleh nilai IP=0,75×F1


=0,75×0,247 IP=0,185 Besarnya penurunan yaitu : Si2=σ2×B1E×4IP =19,16×0,9357000×4(0,185)


55

DESAIN PONDASI 1 201 1 Si2=0,001897 m

c. Lapisan 3 H3

= 3,73 m

µ


Ε


B1

= 12B=12×1,87=0,935 m

L1

= 12L=12×3,7=1,85 m

σ

= 18,25 kN/m2

c


D

= Ι

2

× σ

Α

=0,12×87,71583 = 10,5259 kNm2 σ3 =σC+σD2 =18,25+10,52592 =14,385 kN/m2 H2B1=3,730,935=3,99 L1B1=1,850,935=1,98 Maka diperoleh nilai IP=0,75×F1


=0,75×0,455 IP=0,34125 Besarnya penurunan yaitu :


56

DESAIN PONDASI 1 201 1 Si3=σ3×B1E×4IP =14,385×0,93513500×4(0,34215) Si3=0,0013602 m Jadi total penurunan pada pondasi gabungan D-E yaitu sebesar : Si=Si1+Si2+Si3 =0,00644+0,001897+0,0013602 =0,0096983 m=9,6983 mm B. Penurunan Konsolidasi a. Lapisan 1 H1=1,31 m z=0,655 m (jarak dari pondasi ke tengah lapisan yang ditinjau Tambahan tekanan : ∆σ=q×B×LB+zL+z =53,90 ×1,87×3,71,87+0,6553,7+0,655 =33,92 kN/m2 mvkoefisien perubahan volume=0,0001 m2/kN

Sc1=mv×∆σ×H =0,0001 ×33,92 ×1,31 =0.00444 m=4,44 mm b. Lapisan 2 H2'=1,62 m (H2'=H2-H1) z=1,622+1,31=2,12 m Tambahan tekanan : ∆σ=q×B×LB+zL+z =19,166 ×1,87×3,71,87+2,12 3,7+2,12 =5,71322 kN/m2


57

DESAIN PONDASI 1 201 1 mvkoefisien perubahan volume=0,00012 m2/kN kedalaman 0-2,62 m Sc2=mv×∆σ×H =0,00012 ×5,71322 ×1,62 =0,00111 m=1,11 mm c. Lapisan 3 H3'=3,73 m (H3'=H3-(H1+H2)) z=3,732+(2,31+1,62)=4,795 m Tambahan tekanan : ∆σ=q×B×LB+zL+z =14,385×1,87×3,71,87+4,795 3,7+4,795 =1,76 kN/m2 mvkoefisien perubahan volume=0,00014 m2/kN kedalaman 0-2,62 m Sc3=mv×∆σ×H =0,00014×1,76×3,73 =0,00092 m=0,92 mm penurunan konsolidasi total Sc=Sc1+Sc2+Sc3 =4,44+1,11+0,92 =6,47mm total penurunan seluruhnya Stot=Si+Sc =9,6983 mm+6,47 mm =16,171 mm→"ok" karena <65 mm


58

DESAIN PONDASI 1 201 1 Grafik untuk mendapatkan nilai I2 pada pondasi gabungan D-E

0,229

0,208

0,12

2,832,287



0,99

59

DESAIN PONDASI 1 201 1 Grafik untuk mendapatkan nilai F1 dan F2 pada pondasi gabungan D-E

1,15 1,8

0,247

0,455

1,4 1,73

3,99


60



3.4.1Penurunan di titik C σmaks

Df=2,31m 2,31 m

Lapisan 1 Lapisan 2 Lapisan 3 H2

H1

1,62 m 3,73 m

Gambar 3.9 Sketsa Tampak Samping Penurunan Pondasi Telapak Titik C a. Lapisan 1 Pada lapisan ini tidak terjadi penurunan, karena kedalaman pondasi terletak di atas lapisan tanah ke-2. L

= 2,3 m


61

DESAIN PONDASI 1 201 1 B

= 2,3 m

b. Lapisan 2 H2

= 1,62 m

µ


Ε


B1

= 12B=12×2,3=1,15 m

L1

= 12L=12×2,3=1,15 m

σ

A

= 145,47 kN/m2


B

= Ι

× σ

2

Α

= 0,216×145,47 = 31,4215 kN/m2 σ1 =σA+σB2 =145,47+31,42152 =88,446 kN/m2 H2B1=1,621,15=1,41 L1B1=1,151,15=1 Maka diperoleh nilai IP=0,75×F1


=0,75×0,21 IP=0,1575 Besarnya penurunan yaitu : Si2=σ1×B1E×4IP =88,446×1,157000×4(0,1575)


62

DESAIN PONDASI 1 201 1 Si2=0,009194 m c. Lapisan 3 H3

= 3,73 m

µ


Ε


B1

= 12B=12×2,3=1,15 m

L1

= 12L=12×2,3=1,15 m σB =31,4215 kN/m2


C

= Ι

2

× σ

Α

= 0,118×145,47 = 17,16546 kN/m2 σ2=σB+σC2 =31,4215+17,165462 =24,2935 kN/m2 H3B1=3,731,15=3,243 L1B1=1,151,15=1 Maka diperoleh nilai IP=0,75×F1


=0,75×0,37 IP=0,2775

Besarnya penurunan yaitu : Si3=σ2×B1E×4IP


63

DESAIN PONDASI 1 201 1 =24,29349×1,1513500×4(0,2775) Si3=0,0022971 m


64

DESAIN PONDASI 1 201 1 Jadi total penurunan pada pondasi gabungan C yaitu sebesar : Si=Si1+Si2+Si3 =0+0,009194 +0,0022971 =0,0114512 m=11,4512 mm B. Penurunan Konsolidasi a. Lapisan 1 Pada lapisan ini tidak terjadi penurunan, karena kedalaman pondasi terletak di atas lapisan tanah ke-2. b. Lapisan 2 H1'=1,62 m z=1,622=0,81m Tambahan tekanan : ∆σ=q×B×LB+zL+z =88,446×2,3×2,32,3+0,81 2,3+0,81 =48,374 kN/m2 mvkoefisien perubahan volume=0,00012 m2/kN Sc1=mv×∆σ×H =0,00012 ×48,374×1,62 =0,00940 m=9,40 mm c. Lapisan 3 H2'=3,73 m (H2'=H2-H1) z=3,732+1,62=3,485 m Tambahan tekanan : ∆σ=q×B×LB+zL+z =24,2935 ×2,3×2,32,3+3,485 2,3+3,485 =3,84007 kN/m2 mvkoefisien perubahan volume=0,00014 m2/kN kedalaman 0-2,62 m


65

DESAIN PONDASI 1 201 1 Sc2=mv×∆σ×H =0,00014 ×3,84007×3,73 =0,00201 m=2,01 mm penurunan konsolidasi total Sc=Sc1+Sc2+Sc3 =0+9,4+2,01 =11,41 mm total penurunan seluruhnya Stot=Si+Sc =11,4512 mm+11,41 mm =22,8604 mm→"ok" karena <65 mm


66

DESAIN PONDASI 1 201 1 Grafik untuk mendapatkan nilai I2 pada pondasi telapak C

0,216

0,118

1,42

0,616

Lapisan 2 Lapisan 3


67

DESAIN PONDASI 1 201 1 Grafik untuk mendapatkan nilai F1 dan F2 pada pondasi telapak C

0,21

0,37

1,296

3,23


68


Lapisan 2

σmaks

Lapisan 3

3.4.1Penurunan di titik F

Df=2,31m 2,31 m


H1 H2

1,62 m 3,73 m

Gambar 3.10 Sketsa Tampak Samping Penurunan Pondasi Telapak Titik F a. Lapisan 1 Pada lapisan ini tidak terjadi penurunan, karena kedalaman pondasi terletak di atas lapisan tanah ke 2. L

= 2,5 m


69

DESAIN PONDASI 1 201 1 B

= 2,5 m

b. Lapisan 2 H2

= 1,62 m

µ


Ε


B1

= 12B=12×2,5=1,25 m

L1

= 12L=12×2,5=1,25 m

σ

A

= 136,96 kN/m2


= Ι

B

× σ

2

Α

= 0,218×136,96 = 29,85728 kN/m2 σ1 =σA+σB2 =136,96 +29,857282 =83,40864 kN/m2 H2B1=1,621,25 =1,4026 L1B1=1,25 1,25 =1 Maka diperoleh nilai IP=0,75×F1


=0,75×0,21 IP=0,1575 Besarnya penurunan yaitu : Si2=σ1×B1E×4IP =83,40864 ×1,257000×4(0,1575)


70

DESAIN PONDASI 1 201 1 Si2=0,0093835 m c. Lapisan 3 H3

= 3,73 m

µ


Ε


B1

= 12B=12×2,5=1,25 m

L1

= 12L=12×2,5=1,25 m σB =29,85728 kN/m2


C

= Ι

2

× σ

Α

= 0,121×136,96 = 16,57216 kN/m2 σ2=σB+σC2 =29,85728 +16,572162 =23,21472 kN/m2 H3B1=3,731,25 =2,984 L1B1=1,25 1,25 =1 Maka diperoleh nilai IP=0,75×F1


=0,75×0,355 IP=0,26625 Besarnya penurunan yaitu : Si3=σ2×B1E×4IP


71

DESAIN PONDASI 1 201 1 =23,21472 ×1,25 13500×4(0,26625) Si3=0,0022892 m


72

DESAIN PONDASI 1 201 1 Jadi total penurunan pada pondasi gabungan F yaitu sebesar : Si=Si1+Si2+Si3 =0+0,0093835+0,0022892 =0,0116727 m=11,6727 mm B. Penurunan Konsolidasi a. Lapisan 1 Pada lapisan ini tidak terjadi penurunan, karena kedalaman pondasi terletak di atas lapisan tanah ke-2. b. Lapisan 2 H1'=1,62 m z=1,622=0,81 m Tambahan tekanan : ∆σ=q×B×LB+zL+z =83,40864×2,5×2,52,5+0,81 2,5+0,81 =47,58 kN/m2 mvkoefisien perubahan volume=0,00012 m2/kN kedalaman 0-2,62 m Sc2=mv×∆σ×H =0,00012 ×47,58 ×1,62 =0,00925 m=9,25 mm c. Lapisan 3 H2'=3,73 m (H2'=H2-H1) z=3,732+1,62=3,485 m Tambahan tekanan : ∆σ=q×B×LB+zL+z =23,21472×2,5×2,52,5+3,485 2,4+3,485 =4,05 kN/m2 mvkoefisien perubahan volume=0,00014 m2/kN kedalaman 0-2,62 m


73

DESAIN PONDASI 1 201 1 Sc=mv×∆σ×H =0,00014 ×4,05×3,73 =0,00212 m=2,12 mm penurunan konsolidasi total Sc=Sc1+Sc2+Sc3 =0+9,25+2,12 =11,37 mm total penurunan seluruhnya Stot=Si+Sc =11,6727 mm+11,37 mm =23,04 mm→"ok" karena <65 mm


74

DESAIN PONDASI 1 201 1 Grafik untuk mendapatkan nilai I2 pada pondasi gabungan F

0,218

0,121

1,54

0,67

Lapisan 2 Lapisan 3


75

DESAIN PONDASI 1 201 1 Grafik untuk mendapatkan nilai F1 dan F2 pada pondasi gabungan F


76

DESAIN PONDASI 1 201 1 0,21

0,355

1,296 0,294

3.5 Perhitungan Penulangan Pondasi 3.5.1Lapisan Penulangan 2 Pada Pondasi Gabungan A-B Lapisan 3

Total Penurunan pondasi A-B : 17,5296 mm

Df = 1 m

ha

Total Penurunan pondasi D-E : 16,171 mm ht

b

Total Penurunan pondasi C : 22,8604 mm

Dw=2,31 m

b

L

Total Penurunan pondasi F: 23,04 mm Jadi, Differencial settlement = 23,04 – 16,171 = 6,869 < 25 mm ...  “OK” Jenis Bangunan

Penurunan maksimum

Bangunan umum

25,4 mm

Bangunan pabrik

38,1 mm

Gudang

A

Pondasi mesin


B

50,4 mmB = 1,833 m 0,5 mm

77

h b

DESAIN PONDASI 1 201 L = 3,667 m 1 Gambar 3.11 Perencanaan Penulangan pada Pondasi Gabungan A-B ➢ Data- data Perencanaan Tulangan Pondasi di Titik C γbeton=24 kN/m3 fy=240 MPa f'c=25 MPa B×L=1,833 m×3,667 m b=0,3 m=300 mm h=0,3 m=300 mm karena Df=1 m , jadi ha=0,7 m ht=0,3 m (minimal 0,15 m) D=22 mm diameter tulangan→asumsi σmaks=95,7476 kN/m2 σmin=52,34 kN/m2 αs=20 (kolom sudut) αs=30(kolom tepi)

SNI ---> konstanta untuk menghitung Vc

αs=40 (kolom dalam)

➢ Kontrol Terhadap Geser Satu Arah ds=d'+D2 =50+222 =61 mm d=ht-ds =300-61 =239 mm a=B2-b2-d =18332-3002-239


78

DESAIN PONDASI 1 201 1 =527,667 mm σa=σmin+L-a×σmaks-σminL =52,34 +3,667-0,527667×95,7476-52,34 3,667 =89,5 kN/m2 Geser Ultimet : Vu=a×B×(σmaks+σa)2 =0,527667×1,833×(95,7476+89,5 )2 =89,604 kN


79

DESAIN PONDASI 1 201 1 Kuat Geser Beton : ∅VC=∅×fc6×B×d =0,75×256×1833×239 =273854 N=273,854 kN ∅VC>VU→273,854 >89,604→"AMAN"

➢ Kontrol Terhadap Geser Dua Arah Dimensi kolom b=0,3 m h=0,3 m b+d=0,3+0,239=0,539 m h+d=0,3+0,239=0,539 m Geser Ultimet : VU=B2-b+d×h+d×σmaks+σmin2 =1,8332-0,539×0,539×95,7476+52,342 =227,36 kN βc=hb=0,30,3=1 b0=2×b+d+h+d =2×0,539+0,539 =2,156 m Kuat Geser Beton ∅VC : VC1=1+2βC×fc'×b0×d6 =1+21×25×2156×2396 =1288210 N=1288,21 kN Vc2=2+αs×db0×fc'×b0×d12 =2+20×2392156×25×2156×23912 =905411,67 N=905,41167 kN


80

DESAIN PONDASI 1 201 1 Vc3=fc'×b0×d3 =25×2156×2393 =858806,67 N=858,80667 kN diamil VCyang kecil→ Vc3=858,80667 kN ∅Vc=0,75×Vc =0,75×858,80667 =644,105 kN ∅VC>VU→644,105 kN>227,36 kN→AMAN

➢ Perhitungan Tulangan Lentur Pondasi ds=d'+D+D2 =50+22+222 =83 mm d=ht-ds =300-83 =217 mm x=B2-h2 =18332-3003 =766,67 mm=0,76667 m


81

DESAIN PONDASI 1 201 1 σx=σmin+B-x×σmaks-σminB =52,34+1,833-0,76667×95,75-52,341,833 =77,60 /m2 Mu=0,5×σx×x2+σmaks-σx3×x2 =0,5×77,6 ×0,76672+95,75-77,63×0,76672 =26,360895 kN.m=26360895 MPa K=MU∅×b×d2 =2636089500,8×300×2172 =2,33254 MPa Kmaks=382,5×0,85×600+fy-225×0,85×fc'600+fy2 =382,5×0,85×600+240-225×0,85×25600+2402 =7,473 MPa Kmaks>K→7,473 MPa>2,33254 MPa→"AMAN" a'=1-1-2×K0,85×fc×d =1-1-2×2,332540,85×25×217 =98,868 mm As1=0,85×fc'×a'×bfy =0,85×25×98,868 ×300240 =2626,1813 mm2 As2=1,4×b×dfy→untuk Fc ≤ 31,36 MPa, SNI-03-2847-2002 (Pasal 12.5.1) =1,4×300×217240 =379,75 mm2 Dipilih As yang besar yaitu As1=2626,1813 mm2 Jumlah tulangan persatu meter : n=As14×π×D2 =2626,181314×3,14×222


82

DESAIN PONDASI 1 201 1 =11,908≈12, karena panjang pondasi 3,7 X 12 = 44,4 = 44 Buah tulangan Jarak antar tulangan : s=B-2d'-2Dn-1 =1833,33-2×50-2×2212-1 =140,75 mm maka tulangan lentur yang digunakan=D22-140 ➢ Perhitungan Tulangan Susut Pondasi t=h2=3002=150 mm Assusut=0,002×B×t =0,002×1833,33×150 =550 mm2 Digunakan tulangan D10 Jumlah tulangan persatu meter ; n=As14×π×D2 =55014×3,14×102 =11,87≈12 Jarak antar tulangan s=L-2d'-2Dn-1 =3666,67-2×50-2×1012-1 =120,33 mm, →maka tulangan susut yang digunakan=D10-120


83

DESAIN PONDASI 1 201 1 3.5.2 Penulangan Pada Pondasi Gabungan D-E

Df = 1 m

ha

E

D

ht

h

b b

b

Dw=2,31 m

L =L3,7 m

Gambar 3.12

B = 1,87 m

Perencanaan Penulangan pada Pondasi Gabungan D-E

➢ Data- data Perencanaan Tulangan Pondasi di Titik C γbeton=24 kN/m3 fy=240 MPa f'c=25 MPa B×L=1,87 m×3,7 m b=0,3 m=300 mm h=0,3 m=300 mm karena Df=1 m , jadi ha=0,7 m ht=0,3 m (minimal 0,15 m)


84

DESAIN PONDASI 1 201 1 D=22 mm diameter tulangan→asumsi σmaks=87,716 kN/m2 σmin=49,76 kN/m2 αs=20 (kolom sudut) αs=30(kolom tepi)



➢ Kontrol Terhadap Geser Satu Arah ds=d'+D2 =50+222 =61 mm d=ht-ds =300-61 =239 mm a=B2-b2-d =18702-3002-239 =546,19 mm σa=σmin+L-a×σmaks-σminL =49,76 +3,7-0,54619×87,716-49,76 3,7 =82,12 kN/m2 Geser Ultimet : Vu=a×B×(σmaks+σa)2 =0,54619×1,87×(87,716+82,12 )2 =86,7487 kN


85

DESAIN PONDASI 1 201 1 Kuat Geser Beton : ∅VC=∅×fc6×B×d =0,75×256×1870×239 =279386,57 N=279,387 kN ∅VC>VU→279,387 >86,7487→"AMAN"

➢ Kontrol Terhadap Geser Dua Arah Dimensi kolom b=0,3 m h=0,3 m b+d=0,3+0,239=0,539 m h+d=0,3+0,239=0,539 m Geser Ultimet : VU=B2-b+d×h+d×σmaks+σmin2 =1,872-0,539×0,539×87,716+49,762 =220,495 kN βc=hb=0,30,3=1 b0=2×b+d+h+d =2×0,539+0,539 =2,156 m Kuat Geser Beton ∅VC : VC1=1+2βC×fc'×b0×d6 =1+21×25×2156×2396 =1288210 N=1288,21 kN Vc2=2+αs×db0×fc'×b0×d12 =2+20×2392156×25×2156×23912 =905411,67 N=905,41167 kN


86

DESAIN PONDASI 1 201 1 Vc3=fc'×b0×d3 =25×2156×2393 =858806,67 N=858,80667 kN diamil VCyang kecil→ Vc3=858,80667 kN ∅Vc=0,75×Vc =0,75×858,80667 =644,105 kN ∅VC>VU→644,105 kN>220,495 kN→AMAN

➢ Perhitungan Tulangan Lentur Pondasi ds=d'+D+D2 =50+22+222 =83 mm d=ht-ds =300-83 =217 mm x=B2-h2 =18702-3003 =785,19 mm=0,78519 m


87

DESAIN PONDASI 1 201 1 σx=σmin+B-x×σmaks-σminB =49,76+1,87-0,78519×87,716-49,761,87 =71,78 /m2 Mu=0,5×σx×x2+σmaks-σx3×x2 =0,5×71,78 ×0,785192+87,716-71,78 3×0,78519 =25,401843 kN.m=25401843 MPa K=MU∅×b×d2 =254018430,8×300×2172 =2,248 MPa Kmaks=382,5×0,85×600+fy-225×0,85×fc'600+fy2 =382,5×0,85×600+240-225×0,85×25600+2402 =7,473 MPa Kmaks>K→7,473 MPa>2,248 MPa→"AMAN" a'=1-1-2×K0,85×fc×d =1-1-2×2,332540,85×25×217 =98,868 mm As1=0,85×fc'×a'×bfy =0,85×25×98,868 ×300240 =2626,1813 mm2 As2=1,4×b×dfy→untuk Fc ≤ 31,36 MPa, SNI-03-2847-2002 (Pasal 12.5.1) =1,4×300×217240 =379,75 mm2 Dipilih As yang besar yaitu As1=2626,1813 mm2 Jumlah tulangan persatu meter: n=As14×π×D2 =2626,181314×3,14×222


88

DESAIN PONDASI 1 201 1 =11,908≈12 , karena panjang pondasi 3,7 X 12 = 44,4 = 44 buah Jarak antar tulangan : s=B-2d'-2Dn-1 =1870-2×50-2×227-1 =149,73 mm maka tulangan lentur yang digunakan=D22-150 ➢ Perhitungan Tulangan Susut Pondasi t=h2=3002=150 mm Assusut=0,002×B×t =0,002×1870×150 =561,11 mm2 Digunakan tulangan D10 Jumlah tulangan ; n=As14×π×D2 =56114×3,14×102 =11,42≈12 Jarak antar tulangan s=L-2d'-2Dn-1 =3700-2×50-2×1012-1 =120 mm, →maka tulangan susut yang digunakan=D10-120


89

DESAIN PONDASI 1 201 1 3.5.3 Penulangan Pada Titik C

C

Gambar 3.13 Perencanaan Penulangan di Titk C ➢ Data- data Perencanaan Tulangan Pondasi di Titik C γbeton=24 kN/m3 fy=240 MPa f'c=25 MPa B×L=2,3 m×2,3 m (Bujur Sangkar) b=0,3 m=300 mm h=0,3 m=300 mm karena Df=2,31 m , jadi


90

DESAIN PONDASI 1 201 1 ha=2,01 m ht=0,3 m (minimal 0,15 m) D=22 mm diameter tulangan→asumsi σmaks=145,47 kN/m2 σmin=49,163 kN/m2 αs=20 (kolom sudut) αs=30(kolom tepi)



➢ Kontrol Terhadap Geser Satu Arah ds=d'+D2 =50+222 =61 mm d=ht-ds =300-61 =239 mm a=B2-b2-d =23002-3002-239 =761 mm σa=σmin+L-a×σmaks-σminL =49,163+2,3-0,761×145,47-49,1632,3 =113,605 kN/m2 Geser Ultimet : Vu=a×B×(σmaks+σa)2 =0,761×2,3×(145,47+113,605)2 =226,73 kN Kuat Geser Beton : ∅VC=∅×fc6×B×d


91

DESAIN PONDASI 1 201 1 =0,75×256×2300×239 =343562,5 N=343,5625 kN ∅VC>VU→343,5625>226,73→"AMAN"

➢ Kontrol Terhadap Geser Dua Arah Dimensi kolom b=0,3 m h=0,3 m b+d=0,3+0,239=0,539 m h+d=0,3+0,239=0,539 m Geser Ultimet : VU=B2-b+d×h+d×σmaks+σmin2 =2,32-0,539×0,539×145,47+49,1632 =486,53 kN βc=hb=0,30,3=1 b0=2×b+d+h+d =2×0,539+0,539 =2,156 m Kuat Geser Beton ∅VC : VC1=1+2βC×fc'×b0×d6 =1+21×25×2156×2396 =1288210 N=1288,21 kN Vc2=2+αs×db0×fc'×b0×d12 =2+20×2392156×25×2156×23912 =905411,67 N=905,41167 kN Vc3=fc'×b0×d3 =25×2156×2393 =858806,67 N=858,80667 kN


92

DESAIN PONDASI 1 201 1 diamil VCyang kecil→ Vc3=858,80667 kN ∅Vc=0,75×Vc =0,75×858,80667 =644,105 kN ∅VC>VU→644,105 kN>486,53 kN→AMAN

➢ Perhitungan Tulangan Lentur Pondasi ds=d'+D+D2 =50+22+222 =83 mm d=ht-ds =300-83 =217 mm x=B2-h2 =23002-3003 =1000 mm=1 m


93

DESAIN PONDASI 1 201 1 σx=σmin+B-x×σmaks-σminB =49,163+2,3-1×145,47-49,1632,3 =103,60kN/m2 Mu=0,5×σx×x2+σmaks-σx3×x2 =0,5×103,6×12+145,47-103,63×12 =65,756218 kN.m=65756218 MPa K=MU∅×b×d2 =657572180,8×300×2172 =5,8184341MPa Kmaks=382,5×0,85×600+fy-225×0,85×fc'600+fy2 =382,5×0,85×600+240-225×0,85×25600+2402 =7,473 MPa Kmaks>K→7,473 MPa>5,8184341 MPa→"AMAN" a'=1-1-2×K0,85×fc×d =1-1-2×5,8184341 0,85×25×217 =81,047 mm As1=0,85×fc'×a'×bfy =0,85×25×81,047×300240 =2152,8137 mm2 As2=1,4×b×dfy→untuk Fc ≤ 31,36 MPa, SNI-03-2847-2002 (Pasal 12.5.1) =1,4×300×217240 =379,75 mm2 Dipilih As yang besar yaitu As1=2152,8137 mm2 Jumlah tulangan : n=As14×π×D2 =2152,813714×3,14×222


94

DESAIN PONDASI 1 201 1 =5,663≈6 Jarak antar tulangan : s=B-2d'-2Dn-1 =2300-2×50-2×226-1 =431,2 mm maka tulangan lentur yang digunakan=D22-430 ➢ Perhitungan Tulangan Susut Pondasi t=h2=3002=150 mm Assusut=0,002×B×t =0,002×2300×150 =690 mm2 Digunakan tulangan D10 Jumlah tulangan ; n=As14×π×D2 =69014×3,14×102 =8,785≈9 Jarak antar tulangan s=L-2d'-2Dn-1 =2300-2×50-2×109-1 =272,5 mm, →maka tulangan susut yang digunakan=D10-270


95

DESAIN PONDASI 1 201 1 3.5.4 Penulangan Pada Titik F

PU=700 kN

L=2,5 m

F

B=2,5 m

L=2,5 m

Gambar 3.14 Perencanaan Penulangan di Titk F ➢ Data- data Perencanaan Tulangan Pondasi di Titik C γbeton=24 kN/m3 fy=240 MPa f'c=25 MPa B×L=2,5 m×2,5 m (Bujur Sangkar) b=0,3 m=300 mm h=0,3 m=300 mm karena Df=2,31 m , jadi ha=2,01 m


96

DESAIN PONDASI 1 201 1 ht=0,3 m (minimal 0,15 m) D=22 mm diameter tulangan→asumsi σmaks=136,96 kN/m2 σmin=62,08 kN/m2 αs=20 (kolom sudut) αs=30(kolom tepi)



➢ Kontrol Terhadap Geser Satu Arah ds=d'+D2 =50+222 =61 mm d=ht-ds =300-61 =239 mm a=B2-b2-d =25002-3002-239 =861 mm σa=σmin+L-a×σmaks-σminL =62,08+2,5-0,861×136,96-62,082,5 =111,171 kN/m2 Geser Ultimet : Vu=a×B×(σmaks+σa)2 =0,861×2,5×(145,47+113,605)2 =267,051 kN Kuat Geser Beton : ∅VC=∅×fc6×B×d =0,75×256×2500×239


97

DESAIN PONDASI 1 201 1 =373437,5 N=373,4375 kN ∅VC>VU→373,4375>267,051 →"AMAN"

➢ Kontrol Terhadap Geser Dua Arah Dimensi kolom b=0,3 m h=0,3 m b+d=0,3+0,239=0,539 m h+d=0,3+0,239=0,539 m Geser Ultimet : VU=B2-b+d×h+d×σmaks+σmin2 =2,52-0,539×0,539×136,96+62,082 =593,08735 kN βc=hb=0,30,3=1 b0=2×b+d+h+d =2×0,539+0,539 =2,156 m Kuat Geser Beton ∅VC : VC1=1+2βC×fc'×b0×d6 =1+21×25×2156×2396 =1288210 N=1288,21 kN Vc2=2+αs×db0×fc'×b0×d12 =2+20×2392156×25×2156×23912 =905411,67 N=905,41167 kN Vc3=fc'×b0×d3 =25×2156×2393 =858806,67 N=858,80667 kN diamil VCyang kecil→ Vc3=858,80667 kN


98

DESAIN PONDASI 1 201 1 ∅Vc=0,75×Vc =0,75×858,80667 =644,105 kN ∅VC>VU→644,105 kN>593,08735 kN→"AMAN"

➢ Perhitungan Tulangan Lentur Pondasi ds=d'+D+D2 =50+22+222 =83 mm d=ht-ds =300-83 =217 mm x=B2-h2 =25002-3003 =1100 mm=1,1 m


99

DESAIN PONDASI 1 201 1 σx=σmin+B-x×σmaks-σminB =62,08+2,5-1,1×136,96-62,082,5 =104,0128 kN/m2 Mu=0,5×σx×x2+σmaks-σx3×x2 =0,5×104,0128 ×1,12+136,96-104,0128 3×1,12 =84,129344 kN.m=84129344 MPa K=MU∅×b×d2 =84129344 0,8×300×2172 =7,444 MPa Kmaks=382,5×0,85×600+fy-225×0,85×fc'600+fy2 =382,5×0,85×600+240-225×0,85×25600+2402 =7,473 MPa Kmaks>K→7,473 MPa>7,444 MPa→"AMAN" a'=1-1-2×K0,85×fc×d =1-1-2×7,440,85×25×217 =98,269 mm As1=0,85×fc'×a'×bfy =0,85×25×98,269 ×300240 =2610,265 mm2

As2=1,4×b×dfy→untuk Fc ≤ 31,36 MPa, SNI-03-2847-2002 (Pasal 12.5.1) =1,4×300×217240 =379,75 mm2 Dipilih As yang besar yaitu As1=2610,265 mm2 Jumlah tulangan : n=As14×π×D2


100

DESAIN PONDASI 1 201 1 =2610,26514×3,14×222 =6,87≈7 Jarak antar tulangan s=B-2d'-2Dn-1 =2500-2×50-2×227-1 =392,67 mm maka tulangan lentur yang digunakan=D22-390 ➢ Perhitungan Tulangan Susut Pondasi t=h2=3002=150 mm Assusut=0,002×B×t =0,002×2500×150 =750 mm2 Digunakan tulangan D10 Jumlah tulangan : n=As14×π×D2 =75014×3,14×102 =9,55≈10 Jarak antar tulangan : s=L-2d'-2Dn-1 =2300-2×50-2×109-1 =264,4 mm, →maka tulangan susut yang digunakan=D10-260


101


BAB IV Dinding Penahan Tanah 4.1 Data Yang Diperlukan ➢ Data bangunan :

q = 25 kN.m b1

H0=6

Hlapis1

γ1=17,5 kN/m3 φ1=30 °

m

1

H1=5,4 m

H1

H0

H2=0,6 m H Lapis 1 =2,31 m

γ sat =17,5 kN/m3 φ=30 °

Hair

3

2

γ2=17,5 kN/m3 φ2=30 °

4 c = 30 kN/m2 6

Hair=3,69 m B1=0,3 m minimal 0,3 m

H2

5 b2

D

b3

b4

B Tot

B2=3 m B3=0,6 m (minimal 0,1 Htot) B4=0,6 m minimal 0,1 Htot Btot=4,2 m 0,5-0,7 Htot D=2 m ➢ Data Propertis tanah : – –

– – –

ɣtanah = 17,5 kN/m3 ɸcut = 30 ⁰ (karena nilai ɸ awal = 12⁰ tidak bisa digunakan, maka nilai nya diganti menjadi 30⁰) ɸlapis 3 = 8⁰ c2 = 30 q = 25 kN/m ➢ Data Material :

– –

ɣbeton f’c

= 24 kN/m3 = 25 MPa


102

DESAIN PONDASI 1 201 1 –

fy

= 400 MPa

1.2 Menghitung Faktor Keamanan Dinding Penahan Ka=1-sinɸ1+sin ɸ=1-sin301+sin30=0,333 Kp=tan45+ɸ222=tan45+3022=1,732 Pa=12×γ1×H2×Ka=12×17,5×62×0,33=105 kN/m Ph1=12×ɣ×H2×Ka=12×17,5×62×0,33=105 kN/m hsqɣtanah=2517,5=1,429 Ph2=Ka×ɣtanah×hs×Htot=0,333×17,5×1,429×6=50 kN/m

Ph total = Ph1 + Ph2 = 105 + 50 = 155 kN/m ➢ Menghitung Luas (A) a. A1 = B2 x (H0 – Hair) = 3 x (6 – 3,69) = 6,93 m2 b. A2 = B2 x Hair

= 3 x 3,69 = 11,07 m2 c.

A3 = B1 x H1 = 0,3 x 5,4 = 1,62 m2

d. A4 = 0,5 x (B3 – B1) x H1

= 0,5x (0,6 – 0,3) x 5,4 = 0,81 m2 e. A5 = B0 x H2

= 4,2 x 0,6 = 2,52 m2 f. A6 = B4 x (D-H2)

= 0,6 x (2-0,6) = 0,84 m2 ➢ Menghitung tekanan lateral pada dinding penahan


103

DESAIN PONDASI 1 201 1 dihitung menurut cara rankine : Tekanan Tanah Aktif (Pa) Pa1 = Ka.q.H0 = 0,33 x 25 x 6 = 50 kN Pa2

= 0,5.Ka.ɣ1.(H0 – Hair)2 Ka ? H1 = 0,5 x 0,33 x

3,69)

Pa5

17,5 x (6 –

2

= 6,7375 kN Pa3 = Hair).(Hair = Pa3 0, Pa5 Pa4 33 x 17,5 Hair.?air x (6 – = 247,995 kN Pa4

q = 25 kN/m2

= = = = = =

Pa2 MAT

Pa1

Ka.ɣtanah.( H0 + H2)2

Pp

Ka.(?sat-?w).H2

q.Ka

3,69) x (3,69 + 0,6)2

0,5.Ka.ɣ’.(Hair + H2)2 0,5 x 0,33 x (17,5 – 9,81) x (3,69 + 0,6)2 23,588 kN 0,5.ɣw.(Hair + H2)2 0,5 x 9,81 x (3,69 + 0,6)2 90,272 kN

➢ Menghitung Berat Dinding Penahan Tanah dan Beton Di Atasnya a. W1 = A1 x ɣtanah

= 6,93 x 17,5 = 121,275 kN/m b. W2 = A2 x (ɣtanah - ɣair)

= 11,07 x (17,5 – 9,81) = 85,1283 kN/m c. W3 = A3 x ɣbeton

= 1,62 x 24 = 38,88 kN/m d. W4 = A4 x ɣbeton

= 0,81 x 24 = 19,44 kN/m e. W5 = A5 x ɣbeton


104

DESAIN PONDASI 1 201 1 = 2.52 x 24 = 60,48 kN/m f. W6 = A6 x ɣ2

= 0,84 x 17,5 = 14,7 kN/m

➢ Menghitung Jarak Titik Berat (X) a. X1 = 0,5B2 + B3

+ B4 = (0,5 x 3) + 0,6 + 0,6 = 2,7 m b. X2 = 0,5B2 + B3

+ B4 = (0,5 x 3) + 0,6 + 0,6 = 2,7 m

B1

B3-B1

B2

B4

A1 A3

c. X3 = (0,5 x B1)

+(B3 – B1) + B4 = (0,5 x 0,3) +(0,6 – 0,3) + 0,6 = 1,05 m d. X4 = (2/3 x (B3

– B1)) + B4 = (2/3 x (0.6 – 0.3)) + 0,6 = 0,8 m e. X5 = 0,5B0 = 0,5 x 4,2 = 2,1 m

A2

A4 A6 A5

o

f. X6 = 0,5 x B4

= 0,5 x 0,6 = 0,3 m ➢ Menghitung Momen Terhadap Ujung Dinding Penahan (di Titik 0)


105

DESAIN PONDASI 1 201 1 a. M1 = W1 x X1

= 121,275 x 2,7 = 327,4425 kN.m b. M2 = W2 x X2

= 85,128 x 2,7 = 229,85 kN.m c. M3 = W3 x X3

= 38,88 x 1,05 = 40,824 kN.m d. M4 = W4 x X4

= 19,44 x 0,80 = 15,552 kN.m e. M5 = W5 x X5

= 60,48 x 2.1 = 127,008 kN.m f. M6 = W4 x X6

= 14,7 x 0,3 = 4,41 kN.m  Hitungan Gaya Vertikal dan Momen Terhadap Titik 0 No. 1 2 3 4 5 6 ΣR

Berat (W) 121,275 85,1283 38,88 19,44 60,48 14,7 339,9

Jarak dari 0 (m) 2,7 2,7 1,05 0,8 2,1 0,3 Σ Μw

Momen ke 0 327,4425 229,85 40,824 15,552 127,008 4,41 745,0865

 Tekanan Tanah Aktif Total Dan Momen Terhadap 0 No. 1 2 3 4 5 ƩPa

Pa 50 6,7375 247,995 23,588 90,272 418,593

Jarak dari 0 (m) 3 5,06 2,145 1,43 1,43 ƩM

momen ke 0 150 34,09175 531,95 33,73 129,089 878,86

M0=Ph1.H03+Ph2.H02=105×63+50×62=310 kN.m


106

DESAIN PONDASI 1 201 1 FSoverturning=ƩMwM0=745,0865310=2,40 > 2 --→ "Tidak Overturning"

Check stabilitas terhadap penggeseran K1=23=0.667 K2=K1=0.667 Kp=tan45+ɸ222=tan45+3022=1,732 Pp=12.Kp.ɣ2.D2+2c2.Kp.D=12×1,732×17,5×22+2×30×1,732×2=218,55 kN/m FSsliding=ƩR.tanK1.ɸ2+B.k2.c2+Ppph total =339,9×tan0,667×30+4,2×0,667×30+218,55155 =2,75 > 1,5 ----→ "tidak sliding"

Check kapasitas dukung q1 = qmax q2

=

qmin + q1-qmin .(Bo-(B3+B4)Bo

Vu

=

1,6 . q1+q2 2 . B2-d- 1,2 H1 . γc .B2-d

Mencari nilai q maks dengan persamaan Hansen Xe

=

M- MV= 878,86-740,67325,20=0,425 m

Cek eksentrisitase bo2 – Xe

=

= 4,22- 0,425=0,507 m

bo6

=

4,26=0,7 m

e

<

bo6

0,507 <

0,7 --→

q maks

=

OK “ Is Not

Upward”

VB .1+ 6eBo

=

325,204,2 .1+ 6 .

=

133,51 kN/m2 Shrinkage Steel Bar

q min = =

325,204,2 .1- 6 .

=

21,35 kN/m2

4.3 Perhitungan Penulangan Dinding

0,507 4,2 Upper Stem Wall Steel Bar VB .1- 6eBo

0,5074,2

Distribution Steel Bar Penahan

KELOMPOK 12 KELAS A-09 Heel Steel Bar

107 Toe Steel Bar

DESAIN PONDASI 1 201 1 Pu1

= 1,6 . Pa1 = 1,6 . 50 = 80 kN

Pu2

= 1,6 . Pa2 = 1,6 . 6,7375 = 10,78 kN

Pu3

= 1,6 . Pa3 = 1,6 . 247,995 = 396,792 kN

Pu4

= 1,6 . Pa4 = 1,6 . 23,59 = 37,74 kN

Pu5

= 1,6 . Pa5 = 1,6 . 90,272 = 144,435 kN

Pu6

= 1,6 . Pp = 1,6 . 218,55 = 349,68 kN ➢ Menghitung Momen Maksimum 1.

80 kN/m

Mb=0

Ra. 5,4

–

5,4)

(5,4 /2) =

.

(80

.

0 Ra = 216

Rb

Rb

Ra

=

kN

5,4 m


108


½.L Mc

= 216. (5,4 2) – (80. 5,4 2 ) . (5,4 4) = 291,6 kN.m

•

1/3 . L MD

1/3 dari 5,4 dari kanan = 216. (5,43) – (80. 5,43 ) . (12.5,43)

= 259,2 kN.m 2

396,792kN/m

Mb=0

Ra.

5,4

–

(396,792.

Ra

Rb

5,4) . (5,4 /2) =

5,4m

0 Ra = Rb = 1071,34 kN •

½.L Mc

= 1071,34. (5,4 2) – (396,792. 5,4 2 ) . (5,4 4) = 1446,31 kN.m

•

1/3 . L MD

1/3 dari 5,4 dari kanan

`= 1071,34. (5,4 3) – (396,792. 5,4 3 ) . (12.5,4 3) = 1285,61 kN.m

3. R1

=

37,7407 .3,092

Ra

=

37,7407 . 13 .3,09 6

37,7407 kN/m

= 69,63 kN =

14,2745

kN

R1

Ra 2,31 m


Rb

3,09 m 109

DESAIN PONDASI 1 201 1 Rb

•

=

R1 – Ra

= 55,3571 kN

½L X = ( 6/2 . 2,31 ) = 0,69 37,7407 3,09 = qx0,69

qx

= 7,057 kN/m

Rx

= ½. qx. x

37,7407 kN/m

= ½. 7,057. 0,69 = 2,435 kN

qx x

Ra

Mc

Rx

=

Rb 14,2745

(6/2) – (2,435. 1/3 . 0,69) = 42,2634 kNm •

1/3 . L

1/3 dari 3,09 dari kanan

X = ( 2/3 . 3,09) = 2,46 37,7407 3,09 = qx2,46

qx

= 25,16 kN/m

Rx

= ½. qx. x

-37,7407 kN/m qx ½. 25,16.2,46

=

= 30,95 kN

Rx MD

=

Ra

Rb 14,2745 (2,31

x

+ 2/3. 3,69) – (30,95 1/3

. 2,46)

= 42,71 kNm

144,435 kN/m

4

Ra 2,31 mA-09 KELOMPOK 12 KELAS

R1 3,69 m

Rb 110

DESAIN PONDASI 1 201 1 R1

=

144,35 .3,69 2

Ra

=

266,483 . 13 .3,696

Rb •

=

R1 – Ra

= 266,483 kN = 54,63 kN

= 211,85 kN

½.L

qx Rx x X = ( 6/2 . 2,31 ) = 0,69 144,353,69 = qx0,69

qx

= 27 kN/m

Rx

= ½. qx. x = ½. 27. 0,69 = 9,32 kN

Mc = 54,63 (6/2) – (9,32. 1/3 . 0,69) = 161,74 kNm •

1/3 . L

1/3 dari 3,69 m dari kanan

144,435 kN/m X = ( 2/3 . 3,09) = 2,46 144,435

3,09

qx

=

qx

qx2,46

=

96,2903

Rx

kN/m Rx

=

½. qx.

x

x

= ½. 96,2903. 2,46 = 118,437 kN MD

= 354,6291.(2,31 + 2/3. 3,09) – (118,437. 1/3 . 2,46) = 163,462 kNm


111


291,6 kN.m

259,2 kN.m

Mu di ½ L = 291,6 + 1446,31 + 42,26 + 161,74 = 1941,92 kNm

1446,31 kN.m

1285,61 kN.m

Mu di 1/3 L = 259,2 + 1285,65 + 42,71 + 163,462 42,26 kN.m

42,71 kN.m

= 1750,9821 kNm

Momen maksimum = 1750,9821 161,74 kN.m kNm

163,462 kN.m

Mencari base half Momen maksimum = 1941,92 kNm deff

= b3 – selimut beton = 600 – 50 = 550 mm

Keperluan rasio baja Rn ρmin ρperlu

= Mu0,9 .l .deff2= 1941,92 .1060,9 .1000 . 5502=7,13 MPa = 1,4Fy= 1,4400= 0,0035 = 0,85 . f'cFy . 1- 1- 2.Rn0,85 .f'c = 0,85 . 25400 . 1- 1- 2 . 7,130,85 .25 = 0,023 > ρmin………….. maka digunakan ρperlu

As

= ρ .l .d = 0,023 . 1000 . 550 = 12467,62 mm2


112

DESAIN PONDASI 1 201 1 Menggunakan 2 ∅ 32 : Asd

= ¼ . π .322. 2 = 1608,5 mm2

Banyaknya tulangan : n

= AsAsd= 12467,62 1608,5=7,75 ≈8 tulangan

Spasi tulangan

:

= l-tebal selimutn-1= 1000-508-1=135,71 mm ≈135 mm Mencari a half top Mu

= 2/3 . Mu maks = 2/3 . 1941,92 = 1294,61 kN.m

Deff = 300 + (600-300)/2 = 450 mm Keperluan Rasio baja Rn

= Mu0,9 . l . deff2= 1294,61 . 1060,9 . 1000 . 4502=7,103

MPa ρmin ρperlu

= 1,4Fy= 1,4400= 0,0035 = 0,85 . f'cFy . 1- 1- 2.Rn0,85 .f'c = 0,85 . 25400 . 1- 1- 2 . 7,103 0,85 .25 = 0,0225 > ρmin………….. maka digunakan ρperlu

As

= ρ .l .d = 0,0225 . 1000 . 450 = 10143,3 mm2

Karena tulangan a half top dan base half sama-sama berada di tulangan beban dan letaknya pun sama, maka untuk mencari banyaknya tulangan digunakan As yang terbesar yaitu As yang berada di base half sebesar 12467,62 mm2.


113

DESAIN PONDASI 1 201 1 Mencari distribusi steel bar di penulangan badan deff

= 600 – cover = 600 – 50 = 550 l=

1

0 00

m

m

mm

Untuk distribution

steel bar , jika fy ≥400

MPa

Maka Ah min

Cover Distribution Steel

= =

0,0025 . l . d 0,0025 . 1000 . 550

=

1375 mm2

As = Ah min = 1375

mm2

Menggunakan

diameter

tulangan D-14 Asd

= ¼ . π .D2 B3

= ¼ . 3,14 .142 = 153,94 mm2


114



= AsAsd= 1375153,94=8,932 ≈9 tulangan

Spasi tulangan

:

S = l-covern-1= 1000-509-1=118,75 mm ≈115 mm Maka tulangan distribusi steel bar di penulangan badan dibutuhkan D14 – 115 mm Mencari tulangan shrinkage steel bar Fy

= 400 MPa

l

= 1000 mm

deff

= l – cover = 1000 – 50 = 950 mm

Ah min

= 0,0018 . l . d = 0,0018 . 1000 . 950 = 1710 mm2

Menggunakan diameter tulangan D-25 Asd

= ¼ . π .D2 = ¼ . 3,14 .252 = 490,87 mm2


= AsAsd= 1710490,87=3,48 ≈4 tulangan

Spasi tulangan

:

= l-covern-1= 1000-504-1=316,67 mm ≈315 mm Maka tulangan shrinkage steel bar pada tulangan badan dibutuhkan D25 – 315 mm


115

DESAIN PONDASI 1 201 1 Menghitung tulangan di telapak •

Heel steel bar

hs

= qγ tanah= 25 kN/m217,5

Vu

= q = 25 kN/m2

H1

1,2 ( B2 . Hh1 . γ tanah+B2 .H2 .

γbeton)+1,6 (b2 .Hs .

γ tanah = 17,5 kN/m3 γ

kN/m3=1,43 m

tanah)

γ beton = 24 kN/m3

= 1,2 (3 . 5,4 . 17,5

+ 3 . 0,6 . 24) + 1,6 (3 .

1,43 .

17,5)

H2

= 512,04 Heel Steel Bar

Cover=50mm deff

kN/1m l=

00 10

m

ultimate Mu

m

Mencari momen B3 B2

= Vu .

H12=512,04. 5,42=1382,51 kN.m1m

Keperluan rasio baja deff

= H2 – tebal selimut = 600 – 50 = 550 mm


116


Rn ρmin ρperlu

= Mu0,9 . l . deff2= 1382,51 . 1060,9 . 1000 . 5502= 5,08 MPa = 1,4Fy= 1,4400= 0,0035 = 0,85 . f'cFy . 1- 1- 2.Rn0,85 .f'c = 0,85 . 25400 . 1- 1- 2 . 5,08 0,85 .25 = 0,015 > ρmin………….. maka digunakan ρperlu

As

= ρ .l .d =0,015. 1000 . 550 = 8107,06 mm2


= ¼ . π .D2 = ¼ . 3,14 .322 = 804,248 mm2


= AsAsd= 8107,06804,248 =10,08 ≈ 11 tulangan

Spasi tulangan

:

S

= l-tebal selimutn-1= 1000-5011-1=95 mm ≈ 95 mm

φVc

= 0,75 . 0,17 . MPa .f'cMPa.d = 0,75 . 0,17 . MPa .f'cMPa.h-(50- 322 = 0,75 . 0,17 . 25 . 600-(50- 322 = 623,47 kN/1m

φVc > Vu , maka tidak memerlukan tulangan geser


117


Mencari distribution steel di tulangan heel Sketsa penulangan Av min

= 0,0015 . l . d

= 0,0015 . 1000 . 550 = 825 mm2 Menggunakan

l = 1000 mm

tulangan D-14 Asd

fy = 400 MPa

=

d = 600-50 = 550 mm

diameter ¼ . π .D2

= ¼ . 3,14 .142 = 153,938 mm2 Banyaknya n

=

tulangan : Distribution Steel Bar

AsAsd= 825153,938 =5,359

≈ 6 tulangan

Spasi

0.6 m

tulangan S

= l-tebal selimutn-1= 1000-506-1=190


Cover=50mm deff

:

1000 mm mm ≈190 mm

118


Toe Steelbar

q1

=

qmax

q2

=

qmin + q1-qmin .(Bo-

(B3+B4)Bo

Vu

=

1,6 . q1+q2 2 . B2-d- 1,2

H1 . γc .B2-d

Mencari nilai q maks dengan

persamaan Hansen

Xe

740,67325,20=0,425 m

=

M- MV= 878,86-

Cek eksentrisitase =

=

bo2 –

Xe

4,22- 0,425=0,507 m

bo6

=

4,26=0,7 m

e

<

bo6

0,507 <

0,7

0.6 m

qmin q2

q1

Maka :

q maks = = q min =

=

VB .1+ 6eBo

d B3= 0,6 m

325,204,2 .

133,51

B2-d

B2 = 3m

1+ 6 . 0,507 4,2 B4=0,6 m

kN/m2

VB .1- 6eBo

=

325,204,2 .1- 6 . 0,5074,2

=

21,35 kN/m2

Maka : q2

Vu

=

qmin + q1-qmin .(Bo-(B3+B4)Bo

=

21,35 + 133,51 – 21,35 .(4,2 -(0,6+0,6)4,2

=

101,46 KN/1m

=

1,6 . q1+q2 2 . B2-d- 1,2 H1 . γc .B2-d

=

1,6 . 133,51 + 101,46 2 . 3-0,6- 1,2 5,4 .24 .3-0,6

=

77,90 kN/1m


119

DESAIN PONDASI 1 201 1 Mu

=

1,6 q2 B2-d-12 B2-d+B2-d(q1-q2)2- 1,2H1 . γc- B2-d2+ d

= 1,6 101,46.3-0,6-12 3-0,6+3-0,6(133,51 – 101,46 )2 - 1,26,75 .24- 3-0,62+ 0,6

= 451,36 kN/1m deff

= d – cover = 600 – 50 = 550 mm

Rn

= Mu0,9 . l . deff2= 451,36 . 1060,9 . 1000 . 5502=1,66 MPa


120

DESAIN PONDASI 1 201 1 ρmin

= 1,4Fy= 1,4400= 0,0035 = 0,85 . f'cFy . 1- 1- 2.Rn0,85 .f'c

ρperlu

= 0,85 . 25400 . 1- 1- 2 . -1,66 0,85 .25 = 0,0043 > ρmin………….. maka digunakan ρperlu As

= ρ .l .d =0,0043. 1000 . 550 = 2376,21 mm2


= ¼ . π .D2 = ¼ . 3,14 .162 = 201,06 mm2


= AsAsd= 2376,21 201,06=11,82≈12 tulangan

Spasi tulangan S

:

= l-tebal selimutn-1= 1000-5012-1=86,36 mm ≈85 mm

Mencari Distribusi Steel di Tulangan Toe l = 1000 mm fy ≥400 MPa d = 0,6 – cover = 600 – 50 = 550 mm Av min

= 0,0015 . l . d

= 0,0015 . 1000 . 550 = 825 mm2 Menggunakan diameter tulangan D-14 Asd

= ¼ . π .D2 = ¼ . 3,14 .142 = 153,938 mm2


= AsAsd= 825153,938 =5,359≈6 tulangan


121

DESAIN PONDASI 1 201 1 Spasi tulangan S

:

= l-tebal selimutn-1= 1000-506-1=190 mm ≈190 mm


122


BAB V KESIMPULAN 1. PONDASI DANGKAL ➢ Pondasi Gabungan A-B

Df =1m L = 3,70 m B = 1,80 m Total Penurunan = 17,5296 mm Dimensi kolom = 30 X 30 cm Tulangan memanjang = 12 D10-120 Tulangan melintang = 44 D22-140 ➢ Pondasi Gabungan D-E Df =1m L = 3,70 m B = 1,80 m Total Penurunan = 16,171 mm Dimensi kolom = 30 X 30 cm Tulangan memanjang = 12 D10-120 Tulangan melintang = 44 D22-150 ➢ Pondasi Setempat C

Df = 2,31 m L = 2,3 m B = 2,3 m Total Penurunan = 22,8604 mm Dimensi kolom = 30 X 30 cm Tulangan susut = 9 D10-270 Tulangan melintang = 6 D22-430 ➢ Pondasi Setempat F

Df = 2,31 m L = 2,5 m B = 2,5 m Total Penurunan = 23,04 mm Dimensi kolom = 30 X 30 cm Tulangan susut = 10 D10-260 Tulangan melintang = 7 D22-390


123

DESAIN PONDASI 1 201 1 1. DINDING PENAHAN H B

= 6 meter = 4,2 meter

➢

Penulangan Pada Badan Dinding Penahan Distribution steel bar = 9 D14-115 Upper stem wall steel bar = 2 D32-135 Shrinkage steel bar = 4 D25-315

➢

Penulangan Pada Telapak Dinding Penahan Distribution steel bar = D14-190 Heel steel bar = D32-95 Toe steel bar = D16-85


124

78948419 Desain Pondasi Dangkal Dan Dinding Penahan Tanah

Recommend Documents