Perkembangan Desain Struktur Beton Bertulang Tahan Gempa

Perkembangan Desain Struktur Beton Bertulang Tahan Gempa di Indonesia Oleh : Ir. Bambang Budiono, M.E., Ph.D* ) Abstrak  Perkembangan desain struktur beton bertulang secara signifikan dimulai sejak diterbitkannya Peraturan Perencanaa Perencanaan n Tahan Gempa Indonesia untuk Gedung Gedung 1983 dan Buku Pedoman Perencanaan Perencanaan Untuk  Struktur Beton Bertulang Biasa dan Struktur Tembok Bertulang untuk Gedung 1983, dimana respon struktur daktail telah diperhitungkan dengan resiko gempa rencana atau gempa nominal. Peraturan SNI T–15–1991–03 T–15–1991–03 merupakan merupakan langkah langkah maju dalam perencanaa perencanaan n struktur struktur beton bertulang bertulang tahan gempa dimana mekanisme keruntuhan dan detailing sendi plastis telah diakomodasikan, meskipun pada bab   peraturan perencanaan tahan gempa masih merupakan kombinasi antar peraturan New Zealand NZS 3101-1982 3101-1982 dan ACI 318-1983. Dengan terbitnya peraturan peraturan SNI 03–1726–2002 03–1726–2002 dan SNI 03-2847-200 03-2847-2002 2 maka desain struktur beton bertulang tahan gempa sepenuhnya telah kompatibel dengan peraturan ACI 318-99 sehingga memudahkan memudahkan bagi perencana perencana struktur struktur untuk menggunakan menggunakan perangkat perangkat lunak. lunak. Pada umumnya umumnya peraturan peraturan SNI T–15–1991–0 T–15–1991–03 3 lebih konservatif konservatif dibandingkan dibandingkan dengan SNI 03-2847-2002. 03-2847-2002. Untuk keperluan perencanaan struktur beton tahan gempa kedepan perlu diakomodasikan kriteria desain kinerja kinerja struktur struktur sebagai sebagai jaminan jaminan (assuranc (assurance) e) akan perilaku struktur dari gempa nominal sampai gempa kuat rencana.

I.

Pendahuluan

Sejak Sejak diberla diberlakuk kukann annya ya Peratur Peraturan an Muatan Muatan Indone Indonesia sia tahun tahun 1970 1970 N.I–18 N.I–18 [7], [7],   pembe pembeban banan an gempa gempa pada pada strukt struktur ur mulai mulai diperh diperhitu itungk ngkan an baik baik dalam dalam bentuk bentuk gempa gempa lateral maupun gempa vertikal. Perencanaan struktur beton bertulang saat itu mengikuti Peraturan Beton Bertulang Indonesia 1971 N.I. – 2 [8] yang mensyaratkan kombinasi   pem pembe beba bana nan n deng dengan an gemp gempaa yang yang dise disebu butt pemb pembeb eban anan an seme sement ntara ara.. Pemb Pembeb eban anan an sement sementara ara terdiri terdiri dari dari kombin kombinasi asi antara antara beban beban beban beban mati, mati, beban beban hidup hidup dan beban beban gempa atau beban angin. Persyaratan pembebanan dapat dianalisis dengan dua metoda yaitu beban kerja atau beban batas. Beban batas mensyaratkan adanya peningkatan  beban dari beban kerja ke beban batas yang disebut dengan koefisien γ s. Perencanaan konstruksi beton bertulang yang didasarkan atas gaya dalam struktur diperhitungkan atas kekuatan batas material pembentuk beton bertulang yaitu beton dan tulangan baja. Beberapa Beberapa hal yang perlu dicatat pada sistem desain struktur struktur beton bertulang bertulang pada saat itu adalah sebagai berikut : i.

Beba Beban n gemp gempaa belu belum m memp memper erhi hitu tung ngka kan n peng pengar aruh uh kekak kekakua uan n stru strukt ktur ur yang yang merupakan fungsi perioda alaminya. ii. Beban eban belu belum m mem memperh perhit itun ungk gkan an pen pengaru garuh h efek efek tana tanah h luna lunak k pada ada  peningkatan beban gempa. iii. iii. Pembeb Pembebana anan n belum memper memperhit hitung ungkan kan analisi analisiss “reliabil “reliability ity”” untuk untuk kombin kombinasi asi  pembebanan batas. iv. iv. Pers Persya yarat ratan an ana anali lisi siss din dinam amis is bel belum um ada ada.. v. “Seismic Hazard Analysis” belum dikenal untuk menentukan besar resiko gempa dan besar percepatan gempa. vi. Desain Desain struktur struktur beton bertulang bertulang tahan gempa belum mengatur mengatur perencanaan perencanaan meka mekani nism smee keru kerunt ntuh uhan an stru strukt ktur ur yang yang dika dikait itka kan n deng dengan an meka mekani nism smee  plastisitas struktur. *) Lektor Kepala Departemen Departemen Teknik Sipil - ITB

vii.

Desain kekuatan elemen struktur didasarkan pada faktor keamanan parsial   baik dari bahan beton maupun baja dan belum didasarkan atas keamanan  penampang beton bertulang sebagai komposit.

Pada tahun 1976 melalui kerjasama antara Pemerintah Indonesia dan Pemerintah Selandia Baru telah menghasilkan Peraturan Perencanaan Tahan Gempa Indonesia untuk Gedung 1983 [11] dan Buku Pedoman Perencanaan untuk Struktur Beton Bertulang Biasa dan Struktur Tembok Bertulang untuk Gedung 1983 [10]. Sejak  diterbitkan tahun 1983, Peraturan Perencanaan Tahan Gempa Indonesia dan Buku Pedoman Perencanaan Struktur Beton Bertulang telah mengakomodasikan kekurangankekurangan pada Peraturan Beton Bertulang Indonesia 1971. Beberapa hal yang belum dianalisis secara mendalam adalah kombinasi beban dengan analisis “reliability” yang menghasilkan “Load Resistant Factored Design” (LRFD) dan persyaratan kekuatan  penampangnya belum menggunakan Kapasitas Reduksi Kekuatan atau parameter  φ . Desain Mekanisme Keruntuhan Struktur terhadap berbagai beban gempa mulai dari gempa ringan, gempa sedang (moderat) dan gempa kuat telah diperhitungkan. Jenis  pembebanan gempa telah dikaitkan dengan resiko gempa, faktor kepentingan struktur,   perioda alami, daktilitas dan umur bangunan rencana. Perencanaan elemen struktur  menggunakan peraturan kombinasi antara Peraturan Beton Indonesia 1971 dan Peraturan Selandia Baru NZS 3101 [22]. Peraturan Perencanaan Tahan Gempa Indonesia diperbaiki dengan Peraturan Tahan Gempa untuk Gedung 1987, tetapi  perubahan yang ada tidak signifikan [13]. Perubahan signifikan untuk perencanaan struktur Beton Tahan Gempa dimulai sejak tahun 1991 dengan dikeluarkannya Tata Cara Perhitungan Struktur Beton Untuk  Bangunan Gedung SK. SNI T–15–1991–03 [14]. Beberapa perubahan yang penting antara lain : Peraturan kombinasi beban telah mengakomodasikan metoda “Load Resistant Factored Design (LRFD)” dengan teori reliability. ii. Faktor Reduksi Kekuatan ( φ ) telah di implementasikan pada penampang,  baik beton bertulang maupun beton prategang. iii. Perencanaan mengakomodasikan 3 jenis mekanisme keruntuhan yaitu: (i) keruntuhan elastik, (ii) keruntuhan daktail terbatas dan (iii) keruntuhan daktail penuh. iv. Resiko Gempa diambil sebesar 60% untuk gempa ringan (frequent earthquake) dan 20% untuk gempa kuat dengan perioda ulang gempa 200 tahun dan umur bangunan 20 tahun. Gempa ringan dipakai sebagai standar  desain gempa nominal dengan bentuk spektra gempa desain trilinear. v. Mekanisme keruntuhan struktur telah mengikuti konsep “Strong Column Weak Beam” atau “Beam – Sway Mechanism” yang merupakan “State of  the Art” sampai saat ini. i.

Pada umumnya peraturan ini mengikuti pola peraturan Amerika Serikat ACI 1983 [1] kecuali pada kombinasi beban (LRFD), dan nilai φ . Peraturan Struktur Tahan Gempa masih merupakan suatu transisi antara peraturan New Zealand [22] dan ACI 1983 [1].

Pada tahun 2002, Peraturan Tahan Gempa untuk Gedung 1987, diperbaiki dengan Tata Cara Perencanaan Ketahanan Gempa untuk Bangunan Gedung SNI 03–1726–  2002 [4]. Peraturan ini telah mengikuti pola standar UBC–1997 [16] untuk perencanaan gaya gempa. Gaya Gempa Kuat Rencana diperhitungkan untuk perioda ulang 500 tahun, umur bangunan rencana diperhitungkan selama 50 tahun, atau ekivalen dengan resiko terjadinya gempa sebesar 10%. Faktor reduksi gempa (R) sebagai fungsi daktilitas struktur, telah diintroduksikan untuk merencanakan besar gaya gempa rencana atau gempa nominal. Gempa kuat setelah dibagi dengan faktor R dipakai standar desain gempa nominal. Bentuk spektra gempa kuat mengikuti kurva bilinier sebagai fungsi percepatan tanah dan kurva hiperbolis sebagai fungsi respon spektra kecepatan struktur. Bersamaan dengan diterbitkannya SNI 03–1726–2002, Peraturan Desain Struktur  Beton 1991 diperbaiki dengan Standar Nasional Indonesia SNI 03–2847–2002 dengan   judul Tata Cara Perhitungan Struktur Beton Untuk Bangunan Gedung [5]. Peraturan 2002 ini kompatibel dengan peraturan ACI 1999 [2]. Dengan demikian sangat memudahkan bagi perencana struktur untuk menggunakan perangkat lunak untuk  membantu perencanaan struktur beton bertulang tahan gempa. II.

Desain Struktur Tahan Gempa

Struktur bangunan normal (Gedung perkantoran, bangunan sekolah, toko, dsb),  pada umumnya tidak perlu di desain untuk menahan gaya gempa kuat dengan respon elastik tanpa mengalami kerusakan. Bila struktur berespon elastik maka diperlukan dimensi dan kekuatan struktur yang besar dan bernilai tidak ekonomis. Dikatakan tidak  ekonomis, sebab gempa kuat yang terjadi sangatlah jarang, hanya beresiko 10% dalam kurun waktu 500 tahun. Oleh sebab itu, pada saat gempa kuat terjadi, resiko kerusakan tetapi tanpa keruntuhan struktur pada tingkat desain tertentu, harus dapat diterima. Dengan konsep diatas, maka kerusakan struktur pada saat gempa kuat berlangsung harus di desain pada tempat-tempat tertentu sehingga mudah diperbaiki setelah gempa kuat selesai. Mekanisme keruntuhan dengan desain kerusakan harus direncanakan sehingga struktur dapat rusak pada level desain tanpa keruntuhan. Lokasi kerusakan di desain pada balok dan kolom dasar yang disebut dengan sendi plastis. Sendi plastis ini harus mampu berdeformasi secara in-elastik dengan cara memindahkan energi gempa secara baik melalui proses pembentukan sendi plastis. Proses pembentukan ini dapat terjadi dengan baik bila plastisitas di desain melalui kelelehan tulangan lentur atau tulangan longitudinal. Plastisitas pada tulangan lentur merupakan  perlemahan struktur, oleh sebab itu komponen struktur lainnya harus didesain lebih kuat dari tulangan lentur pada sendi plastis. Karena sendi plastis potensial dapat terbentuk dalam jumlah yang besar maka diharapkan mekanisme keruntuhan yang daktail (tidak getas) dapat terbentuk dengan suatu kinerja struktur yang baik. Mekanisme ini dikenal dengan istilah “beam-sway mechanisms” dengan konsep balok  lemah kolom kuat (strong column weak beam) [18,19,20,21] seperti yang terlihat pada Gambar 2.1(a). Mekanisme “column-sway” seperti pada Gambar 2.1(b) harus dihindarkan karena keruntuhan struktur akan bersifat getas (brittle).

Agar kerusakan elemen struktur dapat diperbaiki maka deformasi lateral inelastis struktur harus dibatasi. Faktor ini dikenal dengan istilah daktilitas struktur dan perencanaan struktur disebut dengan “damage control” atau “limit state design”. Perencanaan struktur dengan “limit state design” akan mengatur kemampuan struktur untuk bertahan pada saat gempa kuat terjadi, meskipun mengalami kerusakan  pada sendi plastis. Pada lokasi sendi plastis perlu direncanakan dengan detail khusus. Dengan demikian pada saat kerusakan struktur terjadi pada sendi plastis, struktur tidak  runtuh sehingga jumlah korban dapat ditekan seminimal mungkin. Perencanaan strutur pada level ini disebut dengan istilah “survivalability”. Pengaturan besar nilai deformasi sebagai fungsi daktilitas dapat dilihat pada Gambar 2.2 yang berkaitan dengan respon struktur [20]. Gempa ringan adalah gempa yang sering terjadi pada struktur (frequent earthquake). Desain struktur tahan gempa pada kondisi “damage control” diperhitungkan dengan percepatan gempa ringan. Dengan demikian harga struktur dapat  bernilai ekonomis. Gempa ringan ini dapat ditentukan dengan angka resiko gempa lebih  besar, yaitu sekitar 60%. Menurut SNI 03–1726–2002, nilai gempa ringan ditentukan dari gempa kuat dibagi dengan faktor reduksi gempa R. Dibawah gempa ringan, struktur harus dapat berespon elastik tanpa mengalami kerusakan. Untuk mengatasi masalah ini deformasi lateral harus dibatasi sehingga respon struktur elastik dapat memberikan kenyamanan pada pengguna gedung. Faktor utama pengaturan deformasi ini adalah kekakuan struktur atau “stiffness” yang merupakan fungsi geometri dan dimensi struktur. Sistem perencanaan pada kondisi ini disebut dengan istilah “serviceability limit state”. Prinsip desain pada kondisi ini sudah merupakan prosedur  standar desain.

Gambar 2.1 (a) Beam Sway Mechanism ; (b) Column Sway Mechanisms [20]

Gambar 2.2 Respon Struktur Berdasarkan Nilai Daktilitas [20]

III.

Proses Desain

Desain struktur beton bertulang menjadi ekonomis bila direncanakan mampu menahan beban gempa ringan tanpa kerusakan. Pada saat gempa kuat terjadi, struktur   boleh rusak tetapi terkontrol tanpa keruntuhan. Mekanisme struktur diatur dengan cara memindahkan energi gempa melalui deformasi inelastik (plastis). Baik Peraturan Beton Bertulang Tahan Gempa SK SNI T–15–1991–03 [14] maupun SNI 03–2847–2002 [5] telah mengadopsi sistem desain tersebut di atas. Beberapa struktur beton bertulang misalnya balok tinggi (deep beam) dan beton  prategang tidak dapat sepenuhnya bersifat daktail penuh (full ductile) pada saat gempa kuat berlangsung. Untuk tipe struktur ini diperbolehkan untuk berdeformasi secara inelastik terbatas atau daktilitas terbatas (limited ductility). Hal ini dapat dilakukan dengan meningkatkan beban gempa ringan sebesar dua kali sebagai kompensasi (trade –  off). Beberapa hal yang harus diperhatikan dalam “trade-off” untuk perencanaan struktur tahan gempa dapat dilihat pada Tabel 1. Akibat “detailing” pada sendi plastis, perencanaan daktail penuh tidak selalu lebih ekonomis dari daktail terbatas, terutama untuk lokasi dengan besar gempa yang relatif  kecil seperti Kalimantan Timur. Pada daerah dengan gempa kecil, harga perencanaan

detail (detailing) untuk menjamin terbentuknya sendi plastis dapat menjadi lebih mahal dibandingkan dengan perencanaan dengan cara meningkatkan beban gempa sebesar 2E dimana nilai E relatif kecil. Perencanaan daktail penuh hanya bernilai ekonomis bila nilai gempa kuat dominan dibandingkan pengaruh gaya vertikal. SNI 03–2847–2002 memberikan istilah struktur daktail penuh dengan sebutan Komponen Struktur Lentur pada Sistem Rangka Pemikul Momen Khusus (SRPMK). Struktur daktail terbatas disebut dengan istilah Sistem Rangka Pemikul Momen Menengah (SRPMM). Tabel 1 “Trade – off” Perencanaan Struktur Tahan Gempa

No

Jenis Perencanaan

Besar Beban Gempa (E)

Besar   Daktilitas

Detail Struktur 

I

Daktail Penuh

E*)

4,0 – 5,3

Detail berat pada sendi plastis dan kolom.

II

Daktail Terbatas

2E

2,0

Detail ringan pada sendi plastis dan kolom

*) E = Gaya Gempa Ringan

3.1. Desain Geser dan Lentur Balok  Desain momen lentur balok harus menjamin bahwa daerah balok yang potensial menjadi sendi plastis harus di detail khusus supaya dapat mendisipasikan energi gempa kuat secara optimal seperti yang terlihat pada Gambar 3.1. Gambar 3.1 adalah  persyaratan detail khusus balok sesuai dengan SNI 03–2847–2002 untuk SRPMK. Syarat desain balok pada saat terjadi plastisitas sesuai dengan SNI 03–2847–2002 antar lain sebagai berikut : i. ii.

iii.

Tidak boleh terjadi keruntuhan geser. Untuk menjamin persyaratan (i) maka apabila gaya geser akibat gempa melebihi 0,5 kali gaya geser total akibat gempa dan beban vertikal, maka kontribusi kekuatan beton terhadap gaya geser diabaikan. Daerah sendi plastis harus cukup dikekang dengan sengkang (hoops).

Persyaratan SK SNI T–15–1991–03 lebih berat dari SNI 03–2847–2002 karena ada tambahan persyaratan yaitu : i. ii. iii.

Tidak boleh terjadi sliding shear  Tidak boleh terjadi tekuk (buckling) pada tulangan longiludinal balok di daerah sendi plastis. Kontribusi kuat geser beton diabaikan di daerah sendi plastis untuk segala kondisi gaya geser.

Gambar 3.1 Detailing Balok SRPMK SNI 03–2847–2002 atau ACI 318-99

Dari perbandingan kekuatan geser, peraturan SK SNI T–15–1991–03 dapat menghasilkan besar tulangan sengkang dengan variasi antar 30% sampai 60% lebih  boros dibandingkan dengan peraturan SNI 03–2847–2002. Hal khusus yang belum diakomodasikan oleh kedua peraturan diatas adalah kemungkinan terjadinya empat sendi plastis pada balok. Hal ini dapat terjadi bila  bentang bersih balok relatif besar (L ≥ 8,0 m) dimana gaya gravitasi (beban vertikal) lebih mendominasi respon struktur dibandingkan dibandingkan dengan gaya gempa. Penambahan jumlah sendi plastis akan menambah putaran sudut plastis balok yang menyebabkan bentang balok memanjang. Penambahan panjang bentang balok akan menambah “in-stability” struktur akibat efek sekunder dari bentuk geometri struktur  seperti yang terlihat pada Gambar 3.2 [20]. Desain harus direkayasa sehingga maksimum dua sendi plastis yang terbentuk pada satu bentang balok, masing-masing terbentuk pada muka kolom kiri dan kolom kanan balok. Rekayasa dilakukan dengan cara memperkuat lokasi sendi plastis ditengah bentang sehingga sendi plastis tersebut tidak terjadi. 3.2. Desain Kolom Desain kolom terbagi dua katagori yaitu : a. Kolom dasar yang harus di desain plastis.  b. Kolom di atas kolom dasar yang didesain lebih kuat dari balok.

Gambar 3.2 Mekanisme 2 dan 4 Sendi Plastis pada Balok 

Kolom dasar harus mampu berfungsi sebagai sendi plastis pada saat gempa kuat  berlangsung. Struktur akan bersifat getas bila kolom dasar tidak dapat menjadi sendi  plastis. Konsekwensi dari perencanaan struktur daktail penuh ini mengakibatkan kolom dasar harus dikekang penuh dan tidak boleh runtuh akibat gaya geser. Pembatasan  jumlah tulangan dan persyaratan sambungan kolom dasar ditengah kolom (bukan diatas “Pile – Cap” fundasi) adalah untuk memenuhi persyaratan plastisitas pada kolom dasar. Diatas kolom dasar, semua kolom harus di desain lebih kuat daripada sendi plastis balok  di muka kolom, termasuk persyaratan kekangan diseluruh kolom. Peraturan SK SNI T–15–1991– 03 [14] mensyaratkan adanya faktor  ω , yaitu faktor pembesaran dinamis. Faktor  ω diakibatkan oleh bergesernya bidang momen kolom menjadi lebih besar akibat redistribusi momen. Redistribusi momen disebabkan oleh plastisitas balok. Konsep ini mengikuti peraturan Selandia Baru NZS 3101–1991 [22]. Faktor  ω ini dihapuskan pada peraturan SNI 03–2847–2002, karena peraturan ini lebih condong pada peraturan ACI 1999 [2] yang menganggap faktor  ω sudah termasuk didalam faktor kuat lebih (overstrength factor) pada kolom. Kuat lentur dan kuat geser kolom, menurut SK SNI 1991 kurang lebih 11% lebih tinggi dibandingkan kuat lentur kolom menurut SNI 03–2847–2002. Perbedaan yang cukup mendasar diantara kedua peraturan adalah perencanaan kuat lentur, geser dan kuat tekan kolom. Menurut standar SK-SNI 1991 kuat lentur, geser dan kuat tekan kolom mempunyai batas maksimum. Batas maksimum ini didasarkan atas konsep gaya-gaya dalam komponen struktur daktail (plastis) tidak dapat melampaui gaya-gaya dalam pada saat struktur didesain secara elastis pada saat gempa kuat terjadi. Hal ini tidak diakomodasikan lagi pada standar SNI 03–2847–2002. 3.3. Desain Join (Pertemuan Balok dan Kolom) Pada saat terjadi sendi plastis pada balok, join mengalami transfer gaya geser  yang besar. Gaya geser ini ditransfer melalui mekanisme gaya strat diagonal pada join. Strat diagonal menurut peraturan SK SNI 1991 ditahan oleh beton dan tulangan geser 

vertikal dan horisontal. Tulangan geser vertikal dapat dipikul oleh tulangan longitudinal kolom dengan catatan bahwa minimum terdapat satu tulangan longitudinal “intermediate” pada kolom. Kontribusi beton dapat berfungsi bila terdapat minimum gaya aksial tekan sebesar 10% dari kuat tekan nominal kolom. Bila syarat ini tidak  dipenuhi maka kontribusi beton pada join dianggap sama dengan nol. Dengan demikian seluruh gaya geser join harus dipikul oleh tulangan geser. Hal ini menyebabkan tulangan geser pada join menjadi sangat konservatif sehingga menyebabkan “steel congestion” pada join. Bila gaya aksial tekan bertambah maka kontribusi beton dalam menahan gaya geser bertambah besar. Gaya geser yang terjadi pada join dibatasi dengan kekuatan diagonal tekan balok yang tidak menimbulkan remuk (crushing) pada beton. Bila hal ini terjadi maka dimensi join harus diperbesar. SNI 03–2847–2002 mempunyai pendekatan yang berbeda untuk respon pada join. Apabila tidak terjadi “crushing” beton pada join maka tulangan horisontal dan vertikal  pada join tidak dibutuhkan. Pengaruh gaya aksial tekan diabaikan. Syarat tulangan pada   join cukup diberikan oleh pengekangan yang besarnya sama dengan pengekangan kolom. Batas “crushing” pada beton dapat meningkat bila terdapat tiga atau lebih balok  yang menyatu dengan kolom melalui join. Hal ini dapat menambah kekuatan kekangan  join yang mengurangi besarnya tulangan kekangan (hoops) pada join. Kondisi ini tidak  diperhatikan pada SK SNI 1991. Perbandingan kekuatan antara SNI 1991 dan 2002  berkisar antara 1,2 sampai dengan 2,0. 3.4. Dinding Geser  Untuk memperkuat dan memperkaku struktur tahan gempa pada umumnya digunakan dinding geser, terutama pada bangunan tinggi. Dinding geser adalah energi disipator yang efektif dimana disipasi energi gempa kuat dilakukan melalui sendi plastis yang terbentuk pada dasar dinding geser. Selama gempa kuat terjadi panel dinding geser  tidak boleh runtuh akibat gaya geser. Untuk desain kuat geser panel, SK SNI 1991 mengakomodasikan peningkatan gaya geser akibat momen plastis (overstrength) pada dinding geser. Peningkatan gaya geser ini pada SNI 2002 diakomodasikan dalam nilai φ yang lebih kecil (φ=0,55). Μ eskipun demikian, tulangan geser horisontal dan vertikal panel dinding geser baik SK SNI 1991 maupun SNI 2002 pada umumnya dapat diakomodasikan melalui tulangan minimum. Hal ini disebabkan oleh kekuatan geser   panel yang besar meskipun tulangannya minimum. Dengan demikian kuat geser panel dinding geser untuk kedua peraturan memberikan nilai yang hampir sama.

3.5. Rangkuman Perbandingan Kekuatan Elemen Struktur  Rangkuman perbandingan kekuatan antara SNI 1991 dan SNI 2002 untuk struktur   beton bertulang tahan gempa seperti yang tercantum pada Tabel 2 sebagai berikut :

Tabel 2 Perbandingan Kekuatan antara SNI 1991 dan SNI 2002

IV.

Komponen Struktur

SNI 1991/SNI 2002

Desain Geser Balok Desain Lentur dan Geser Kolom Desain join Desain Lentur Dinding Geser Desain Geser Dinding Geser

1,3 – 1,6 1,1 1,2 – 2,0 1,1 1,0

Desain Kinerja Struktur Tahan Gempa (Performance Based Design)

Setelah struktur beton bertulang tahan gempa didesain sesuai dengan SNI 03–  2847–2002 dengan tingkat daktilitas tertentu, maka perlu diperiksa dengan analisis  pushover untuk verifikasi desain. Analisis pushover adalah analisis lateral statik non linier dimana struktur dibebani oleh gaya lateral (untuk merepresentasikan gaya gempa) dengan distribusi sesuai dengan asumsi design, sampai struktur runtuh akibat gaya lateral tersebut. Beban lateral diberikan secara bertahap (incremental) sehingga proses urutan sendi plastis pada struktur dapat terbentuk secara bertahap pula. Urutan terjadinya sendi plastis merupakan verifikasi dalam desain. Pada umumnya sendi plastis   pada balok terbentuk terlebih dahulu dan urutan terakhir adalah sendi plastis pada kolom dasar, sehingga daktilitas maksimum struktur tercapai. Bila ternyata perilaku struktur tidak seperti yang diharapkan pada desain maka desain struktur harus diulang sedemikian rupa sehingga terjadi proses iterasi pada desain sampai iterasi konvergen. Hasil akhir dari analisis pushover adalah berupa plot antara Gaya Geser Dasar (Base Shear) dan deformasi atap struktur (X roof ). Pada peraturan SNI 03–1726–2002 besaran yang harus diverifikasi antara lain: (i) daktilitas struktur ( µ ) ; ( ii) Faktor Reduksi Gempa (R); (iii) Faktor kuat lebih f 1, f 2,Ω. Faktor f 1, f 2,Ω diperlukan untuk mendesain fundasi agar fundasi harus tetap  berperilaku elastik selama sendi plastis terbentuk pada kolom dasar. Parameter yang diperiksa sesuai dengan ketentuan SNI 03–1726–2002 adalah  parameter pada saat struktur pada kondisi tepat sebelum runtuh. Kondisi ini tidak selalu   berhubungan dengan gempa kuat rencana. Pada saat gempa kuat rencana terjadi, struktur dapat mengalami baik kondisi “under predict” atau “over predict”. “Under   predict” berarti struktur sudah runtuh pada saat gempa kuat rencana terjadi karena masalah “under design”, sedangkan “over predict” terjadi sebaliknya yaitu struktur  “over design”. Untuk mengetahui parameter struktur dengan mekanisme pembentukan sendi plastis pada saat terjadinya gempa kuat rencana, perlu dikembangkan metoda Desain Kinerja Struktur [3,18] yang merupakan “state-of-the-art”. Desain Kinerja Struktur adalah proses kontrol desain untuk mengetahui kinerja struktur pada saat gempa kuat rencana terjadi dimana struktur tidak boleh mengalami “under design”. ATC-40 [3] dan NEHRP [18] membagi kinerja struktur dalam beberapa kategori sesuai dengan parameter rasio antara deformasi atap struktur terhadap tinggi total struktur pada titik “performance point”. “Performance Point” adalah titik potong antara “Demand Spectrum” sebagai representasi dari spektum gempa kuat dan “Capacity Spectrum” sebagai representasi dari perilaku kekakuan dan kekuatan struktur  atau disebut dengan istilah kurva kapasitas (Capacity Curve) [3,18], seperti yang terlihat

  pada Gambar 4.1. “Capacity Curve” dihitung berdasarkan hasil dari analisis pushover  yang dimodifikasi dari sistem “Multi Degree od Freedom System” menjadi “Single Degree of Freedom System”. Baik ATC-40 [3] dan NEHRP [18] membagi kinerja struktur seperti Table 2 dan Gambar 4.2. Dengan mengetahui kinerja struktur maka  proses iterasi menuju desain yang ekonomis dapat dilakukan sampai konvergen.

Gambar 4.1 Performance Point [3]

Gambar 4.2 Klasifikasi Kinerja Struktur Daktail [3]

Tabel 2 Deformation Limit - ATC 40 [3]

Performance Level Interstorey Drift Limit

Max. Total drift

Max. Inelastic drift

Immediate Occupancy (elastis) 0,01

0,005

Damage Control

Life Safety

0,01 – 0,02

0,02

0,005 – 0,015

*) Vi = Lateral Load (Storey Shear) ; P i = Ultimate Axial Load

no limit

Structural Stability (Collapse Prevention Stage)

0,33

V  i  P i

no limit

*)

V.

Kesimpulan

Perkembangan struktur beton bertulang tahan gempa secara komprehensif dimulai sejak tahun 1983 dengan diterbitkannya Peraturan Perencanaan Tahan Gempa Indonesia untuk Gedung 1983 dan Buku Pedoman Perencanaan untuk Struktur Beton Bertulang Biasa dan Struktur Tembok Bertulang untuk Gedung 1983. 2. Peraturan desain struktur beton bertulang tahan gempa SK SNI T–  15–1991–03, mengkombinasikan peraturan NZS 3101-1982 dengan ACI-1983. 3. Pengembangan Perencanaan Tahan Gempa Indonesia dengan spektrum gempa kuat yang kompatibel dengan UBC diakomodasikan dalam Tata Cara Perencanaan Ketahanan Gempa untuk Bangunan Gedung SNI 03–1726–2002. 4. Peraturan desain struktur beton bertulang tahan gempa sesuai dengan SNI 03–1726–2002 diakomodasikan dalam standar SNI 03–2847–2002 yang kompatibel dengan peraturan ACI 318M-99. 5. Pada perencanaan komponen struktur tahan gempa peraturan SK SNI T–15–1991–03 lebih konservatif dibandingkan dengan SNI 03–2847–  2002. 6. Baik standar SK SNI T–15–1991–03 maupun SNI 03–2847–2002   belum mengakomodasikan persyaratan desain kinerja struktur yang merupakan “state-of-the-art”. 1.

VI. Penutup

Penulis dengan ini menyampaikan penghargaan yang setinggi-tingginya kepada Prof.Dr.Ir. Wiratman Wangsadinata dan Prof.Dr.Ir. Ridwan Suhud, DEA, atas jasa-jasa  beliau berdua didalam mengisi perkembangan struktur beton bertulang di Indonesia. Sejak diterbitkannya Peraturan Muatan Indonesia 1970, Peraturan Perencanaan Tahan Gempa Indonesia untuk Gedung 1983, Buku Pedoman Perencanaan untuk Struktur  Beton Bertulang Biasa dan Struktur Tembok Bertulang untuk Gedung 1983, Pedoman Perencanaan Ketahanan Gempa untuk Rumah dan Gedung SKBI – 1.3.53. 1987, SK  SNI T–15–1991–03, SNI 03–1726–2002 maupun SNI 03–2847–2002, peranan Prof.Dr.Ir. Wiratman Wangsadinata dan Prof.Dr.Ir. Ridwan Suhud, DEA, sangat besar   baik sebagai ketua, koordinator maupun narasumber. Untuk itu, tulisan ini dibuat untuk  menyatakan rasa terima kasih dan penghargaan penulis kepada beliau berdua, baik  sebagai pakar konstruksi beton maupun sebagai guru kami, semoga Allah SWT membalas kebaikan amal ibadah beliau beliau berdua, amien. VII. Referensi 1. 2.

ACI Committee 318, “Building Code Requirements for Reinforced Concrete (ACI 318M-83)”, 1984. ACI Committee 318, “Building Code Requirements for structural concrete (ACI 318-99) and Commentary (ACI 318RM-99)”.

3. 4. 5. 6.

7.

8.

9. 10.

11. 12. 13. 14. 15. 16. 17. 18.

19. 20. 21. 22.

Applied Technology Council-40,”Seismic Evaluation and Retrofit of Concrete Buildings, Volume 1”, California Seismic Safety Commission, 1996. Badan Standarisasi Nasional,” Tata Cara Perencanaan Ketahanan Gempa Untuk  Bangunan Gedung SNI 03-1726-2002”. Badan Standarisasi Nasional,” Tata Cara Perhitungan Struktur Beton Untuk  Bangunan Gedung, SNI 03-2847-2002”. Beca Carter Hollings & Ferner Ltd and The Indonesian Counterpart Team,” Indonesian Earthquake Study Volume 4, Lateral Loadings for Earthquake Resistant Design of Building & Construction in Indonesia”, 1980. Departemen Pekerjaan Umum dan Tenaga Listrik, Ditjen Cipta Karya, Direktorat Masalah Bangunan, “Peraturan Muatan Indonesia 1970 N.I-18”, 1978. Departemen Pekerjaan Umum dan Tenaga Listrik, Ditjen Cipta Karya, Direktorat Masalah Bangunan,”Peraturan Beton Bertulang Indonesia 1971, N.I-2”, April 1979. Departemen Pekerjaan Umum, Ditjen Cipta Karya, Direktorat Masalah Bangunan,”Peraturan Pembebanan Indonesia untuk Gedung”, 1983. Departemen Pekerjaan Umum, Ditjen Cipta Karya, Direktorat Masalah Bangunan,” Buku Pedoman Perencanaan Untuk Struktur Beton Bertulang Biasa dan Struktur Tembok Bertulang untuk Gedung 1983’, 1983. Departemen Pekerjaan Umum, Ditjen Cipta Karya, Direktorat Masalah Bangunan,”Peraturan Perencanaan Tahan Gempa Indonesia untuk Ge dung 1983”. Departemen Pekerjaan Umum,”Pedoman Perencanaan Pembebanan Untuk Rumah dan Gedung”, SKBI-1.3.53.1987, UDC:624.042, 1987”. Departemen Pekerjaan Umum,”Pedoman Perencanaan Ketahanan Gempa untuk  Rumah dan Gedung”, SKBI-1.3.53.1987, UDC:699.841,1987”. Departemen Pekerjaan Umum,”Tata Cara Perhitungan Struktur Beton Untuk  Bangunan Gedung SK.SNI T-15-1991.03”, Yayasan LPMB, Bandung, 1991. Farzad Naeim,”The Seismic Design Handbook”, Van Nostrand Reinhold, New York, 1989. International Conference of Building Officials,”Uniform Building Code”, Volume 2, 1997. International Code Council, Inc.,”International Building Code”, 2000.   NEHRP-FEMA Publication 273,” NEHRP Guidelines for The Seismic Rehabilitation of Buildings”, 1997. Park,R., Paulay,T.,”Reinforced Concrete Structures”, John Wiley& Sons,Inc., 1975. Paulay,T.,Priestley,M.J.N.,”Seismic Design of Reinforced Concrete and Masonry Buildings”, John Wiley & Sons, Inc., 1991. Paulay,T.,”Simplicity and Confidence in Seismic Design”, John Wiley & Sons,Inc., 1993. Standard Association of New Zealand,” Code of Practice for The Design of  Concrete Structures”, NZS 3101, 1982.