BAB II
TINJAUAN PUSTAKA
2.1 DEFINISI PONDASI
Pondasi adalah suatu konstruksi pada bagian dasar struktur bangunan (sub-structure) yang berfungsi meneruskan beban dari bagian atas struktur bangunan (upper-structure) ke lapisan tanah yang berada di bagian bawahnya tanpa mengakibatkan keruntuhan geser tanah, dan penurunan (settlement) tanah/ Pondasi yang berlebihan.
Karena kekuatan dari sub-struktur ini tergantung pada karakteristik tanah pendukung dan pengaruh dari upper-struktur, maka struktur pondasi dan lapisan tanah harus diperhitungkan sebagai satu kesatuan,
2.2 PONDASI DANGKAL
Pondasi Dangkal (Shallow foundations) Pondasi dangkal (kadang-kadang disebut pondasi menyebar. Beberapa yang masuk dalam kategori pondasi dangkal (Shallow foundations) antara lain:
1. Pondasi tapak (pad foundation) digunakan untuk mendukung beban titik individual seperti kolom struktural. Pondasi pad ini dapat dibuat dalam bentuk bulatan (melingkar), persegi atau persegi panjang.
2. Pondasi jalur/ pondasi memanjang (kadang disebut juga pondasi menerus) adalah jenis pondasi yang digunakan untuk mendukung beban memanjang atau beban garis, baik untuk mendukung beban dinding atau beban kolom dimana penempatan kolom dalam jarak yang dekat dan fungsional kolom tidak terlalu mendukung beban berat sehingga pondasi tapak tidak terlalu dibutuhkan.
3. Pondasi tikar/ pondasi raft digunakan untuk menyebarkan beban dari struktur atas area yang luas, biasanya dibuat untuk seluruh area struktur. Pondasi raft biasanya terdiri dari pelat beton bertulang yang membentang pada luasan yang ditentukan . Pondasi raft memiliki keunggulan mengurangi penurunan setempat dimana plat beton akan mengimbangi gerakan diferensial antara posisi beban. Pondasi raft sering dipergunakan pada tanah lunak atau longgar dengan kapasitas daya dukung rendah karena pondasi raft dapat menyebarkan beban di area yang lebih besar.
2.3 DINDING PENAHAN TANAH / RETAINING WALL
Dinding penahan tanah adalah suatu konstruksi yang berfungsi untuk menahan tanah lepas atau alami dan mencegah keruntuhan tanah yang miring atau lereng yang kemantapannya tidak dapat dijamin oleh lereng tanah itu sendiri. Tanah yang tertahan memberikan dorongan secara aktif pada struktur dinding sehingga struktur cenderung akan terguling atau akan tergeser.
2.4 TANAH EKSPANSIF
Tanah ekspansif (expansive soil) adalah material tanah yang mengalami perubahan volume akibat air. Tentunya hal ini menimbulkan masalah yang cukup pelik pada konstruksi karena volume tanah berubah-ubah. Tanah dasar yang bersifat ekspansif akan mengembang dan dapat mengakibatkan bangunan terangkat saat kadar air tinggi. Sebaliknya saat kadar air rendah, tanah ekspansif menyusut dan menyebabkan settlement. Tanah ekpansif juga akan memberikan tekanan tambahan yang akan menyebabkan pergerakan lateral pada dinding penahan tanah. Tanah ekspansif yang mengembang akibat kadar air yang tinggi akan mengalami kehilangan kekuatan atau daya dukungnya dan akan menyebabkan kerusakan pondasi maupun dinding penahan tanah.
2.4.1 KRITERIA TANAH EKSPANSIF
Tanah ekspansif memiliki karakteristik yang berbeda dengan jenis tanah pada umumnya, yaitu sebagai berikut:
1 Mineral lempung
Mineral lempung yang menyebabkan perubahan volume umumnya mengandung mineral montmorillonite atau vermiculite, sedangkan illete dan kaolinite dapat bersifat ekspansif bila ukuran partikelnya sangat halus. Mineral Montmorilonite, mempunyai sifat pengembangan yang sangat tinggi,sehingga tanah lempung yang mengandung mineral ini akan
2 Kimia tanah
Meningkatnya konsentrasi kation dan bertambahnya tinggi valensi kation dapat menghambat pengembangan tanah. Sebagai contoh, kation Mg ++ akan memberikan pengembangan yang lebih kecil dibandingkan dengan Na+.
3 Plastisitas
Tanah dengan indeks plastisitas dan batas cair yang tinggi mempunya potensi untuk mengembang yang lebih besar.
4 Struktur tanah
Tanah lempung yang berfokulasi cendenrung bersifat ekspansid dibandingkan dengan yang terdispresi.
5 Berat isi kering
Tanah yang mempunyai berat isi kering yang tinggi menunjukkan jarak antar partikel yang kecil, hal ini berarti gaya tolak yang besar dan potensi pengembangan yang tinggi.
2.4.2 IDENTIFIKASI TANAH EKSPANSIF
Identifikasi tanah ini sangat berhubungan dengan hasil pengujian laboratorium dan pengujian lapangan serta tingkat pengembangannya. Untuk melakukan identifikasi dapat dilakukan dengan 2 cara, yaitu : cara tidak langsung
Cara langsung adalah dengan mengukur susut dari contoh tanah yang ada,sedangkan cara tidak langsung adalah dengan melakukan analisis dari parameter-parameter tanah antara lain, batas-batas Atterberg dan aktivitas.
Beberapa cara identifikasi tanah ekspansif dengan cara tidak langsung antara lain sebagai berikut :
1 Korelasi Plasticity indeks (ASTM D-1883)
Pengunaan batas-batas Atterberg untuk memprediksi pengembangan telah banyak dilakukan. Bebarapa prosedur melibatkan kadar fraksi butiran lempung. Batas-batas Atterberg dan potensi pengembangan lempung tergantung pada banyaknya air yang diserap lempung. Semakin besar Plasticity indeks, semakin besar pula air yang dapat diserap oleh lempung, oleh sebab itu lebih besar pula potensi pengembangannya.
Tabel 2.1 Perkiraan derajat dan persen pengembangan berdasarkan indeks plastisitas (PI) (ASTM D-1883)
Indeks Plastisitas (ASTM D-424) Derajat pengembangan Persen pengembangan (ASTM D-1883) 0 – 10 Tidak ekspansif 2 atau kurang 10 – 20 Agak ekspansif 2 - 4
2 Cara Holz dan Gibbs (1956)
Cara ini menyajikan kriteria untuk memperkirakan potensial pengembangan tanah tak terganggu dengan pembebanan sebesar 6,9 kPa. Tabel 2.2 menunjukan hubungan antara pengembangan dengan parameterparameter tanah, antara lain Plasticity Index, Shrinkage Limit, Colloid Content, dan kemungkinan perubahan volume.
Tabel 2.2 Korelasi Indeks uji dengan tingkat pengembangan Data dari Indeks tests Kemungkinan
pengembangan (% perubahan volume) Tingkat Pengembangan Colloid Content (%) Plasticity Index (%) Shrinkage Limit (%) >28 >35 <11 >30 Sangat tinggi 20 - 31 25 - 41 7 - 12 20-23 Tinggi 13 - 23 15 - 28 10 - 16 10-20 Sedang <15 <18 >15 <10 Rendah Sumber : Holz & Gribbs (1956)
3 Cara Chen (1988)
Ada dua cara yang dikemukakan Chen dalam melakukan identifikasi tanah ekspansif, yaitu: cara pertama, Chen mempergunakan indeks tunggal, yaitu Plasticity Index (PI). Sedangkan cara kedua, Chen mempergunakan korelasi antara fraksi lempung lolos saringan no. 200, batas cair (LL), dan nilai N dari hasil uji Standart Penetration Test (SPT).
Tabel 2.3 menunjukan hubungan antara harga PI dengan potensi pengembangan yang dibagi menjadi 4 kategori, yaitu: potensi pengembangan rendah, sedang, tinggi, dan sangat tinggi. Tanah ekspansif dengan tingkat pengembangan tinggi sampai sangat tinggi yaitu nilai Plasticity Index > 35%.
Tabel 2.3 Korelasi nilai Indeks Plastisitas (PI) dengan tingkat pengembangan
Indeks Plastisitas (PI) (%) Potensi Pengembangan 0 – 15 Rendah 10 – 35 Sedang 20 – 55 Tinggi > 55 Sangat tinggi Sumber : Chen (1988)
Sedangkan pada Tabel 2.4 menunjukan korelasi antara tingkat pengembangan dengan prosentase lolos saringan no. 200, Liquid limit, N hasil uji SPT, dan kemungkinan pengembangan. Tanah ekspansif dengan tingkat pengembangan tinggi sampai sangat tinggi dengan nilai Liquid Limit lebih besar dari 40% dan lebih besar dari 60% lolos saringan no. 200.
Tabel 2.4 Korelasi data lapangan dan laboratorium dengan tingkat pengembangan
Data lapangan dan laboratorium Kemungkinan Pengembangan (% perubahan volume total) Tingkat Pengembangan Prosentase lolos saringan no. 200 LL (%) N (pukulan / ft) >95 >60 >30 >10 Sangat tinggi 60 – 95 40 – 60 20 – 30 3 – 10 Tinggi 30 – 60 30 – 40 10 – 20 1 – 5 Sedang <30 <30 <10 <5 Rendah Sumber : Chen (1988)
2.4.3 STABILISASI TANAH EKSPANSIF
Lempung yang mempunyai sifat pengembangan tinggi sangat banyak terdapat di alam, pengembangan lempung ini terjadi ketika kadar air bertambah dari nilai referensinya, dan penyusutan terjadi ketika kadar air berada di bawah nilai referensinya sampai kepada batas susut. Biasanya suatu tanah lempung dapat diperkirakan akan mempunyai perubahan isi yang besar (mengembang), apabila Plasticity Index ≥ 20 (Soedarmo & Poernomo, 1997), lempung demikian disebut lempung ekspansif.
Telah banyak upaya dan metode dipakai untuk mengatasi masalah tanah ekspansif ini.Karena sifat, jenis, dan karakternya berbeda-beda maka metode untuk mengatasinya juga berbeda .
Metode stabilisasi tersebut antara lain: a. Prewetting
Prewetting tanah adalah upaya pembasahan pada tanah ekspansif dengan dipembasahan tersebut diharapkan kadar air dalam tanah meningkat, dengan peningkatan kadar air maka mengakibatkan tanah sudah mengembang, dan jika bertambah kadar airnya maka pengembangan sudah tidak terlalu signifikan.
b. Penggantian tanah
Tanah ekspansif dikupas dan diganti dengan tanah yang lebih bagus, cara ini dapat memakan biaya yang banyak jika dalam kondisi lapangan sebagian besar tanah merupakan tanah ekspansif.
c. Pencampuran dan pamadatan
Pencampuran dan pemadatan dalam hal ini mengarah pada pencampuran pasir sebagai tumpuan lantai kerja dengan pencampuran pasir diharapkan dapat mengurangi ekspansifitas tanah, yang tentunya pasir yang sebagai campuran tersebut lebih tebal dari yang biasa digunakan dalam konstruksi. d. Stabilisasi dengan bahan kimia
Stabilisasi dengan kapur
Stabilisasi tanah dengan kapur telah banyak digunakan pada proyek-proyek jalan dibanyak negara. Untuk hasil yang optimum kapur yang
menemukan bahwa dengan kadar kapur antara 5% sampai dengan 7% akan menghasilkan kekuatan yang lebih besar dari kadar kapur 3%. Stabilisasi dengan semen
Hasil yang didapat dengan stabilisasi tanah dengan semen hampir sama stabilisasi tanah dengan kapur. Menurut Chen (1988) dengan menambahkan semen pada tanah akan dapat meningkatkan shrinkage limit dan shearstreng tanah.
Stabilisasi dengan fly ash
Flyash dapat juga dipergunakan sebagai stabilizing agents karena apabila dicampur dengan tanah akan terjadi reaksi pozzolonic. Pada tanah lunak kapur yang akan dicampur flyash dengan perbandingan satu banding dua terbukti dapat meningkatkan daya dukung tanah.
e. Pembatasan lahan
Pembatasan lahan mempunyai pengertian bahwa lokasi yang kita bangun harus bebas dari vegetasi, dikarenakan dengan adanya vegetasi di area tanah ekspansif dapat menyumbang air di area ekspansif tersebut sedangkan kembang susut tanah ekspansif sangat dipengaruhi oleh air. Dalam hal ini pembatasan lahan yang akan kita bangun menjadi salah satu solusi.
2.4.4 STRUKTUR UNTUK TANAH EKSPANSIF
Salah satu struktur yang cocok untuk tanah ekspansif adalah dengan struktur yang kaku atau bisa disebut dengan pembebanan struktur, dengan struktur yang kaku diharapkan dapat melawan daya desak tanah ekspansif itu sendiri di kala tanah mengalami pengembangan, dan tidak melendut ketika tanah mengalami penyusutan yang kemungkinan dapat menyebabkan kerusakan pondasi. Sedangkan dengan pembebanan yang cukup diharapkan beban struktur sendiri dapat melawan gaya dorong tanah keatas maupun lateral ketika ekspansifitas tanah sedang bekerja.
2.4.5 PENGEMBANGAN TANAH EKSPANSIF
Salah satu faktor penting yang mempengaruhi pengembangan tanah ekspansif adalah kadar air dan tekanan yang bekerja diatas tanah ekspansif tersebut. Pada prinsipnya jika kadar air lempung ekspansif tidak berubah maka tidak terjadi perubahan volume atau pengembangan. Namun bila kadar air berubah, maka lempung akan mengembang (bila kadar air bertambah) atau menyusut (bila kadar air berkurang) kearah vertikal maupun lateral. Pengembangan lempung terjadi berangsur-angsur sejalan dengan bertambahnya kadar air. Jadi untuk mengembang, lempung tidak perlu menunggu sampai jenuh sempurna lebih dahulu.
Chen (1975) melakukan uji pengembangan pada tanah yang kepadatannya dibuat sama, tetapi dengan kadar air awal yang divariasikan. Hasil uji menunjukkan bahwa tanah dengan kadar air awal yang lebih rendah akan mengembang lebih besar, namun tekanan yang dibutuhkan untuk mengembalikan benda uji ke volumenya semula mendekati sama. Jadi pada kepadatan tanah yang konstan tekanan pengembangan relative sama, walau kadar airnya berbeda.
Pengembangan pada tanah ekspansif membutuhkan waktu, yaitu waktu untuk terserapnya air ke dalam tanah. Semakin lama pembasahan, semakin banyak air diserap oleh tanah, sehingga volume tanah juga bertambah. Untuk mengamati pengaruh waktu pembasahan pada sifat derajat kejenuhan terhadap perubahan volume tanah, Chen (1975) melakukan pengujian pada beberapa benda uji yang dipadatkan dalam alat konsolidometer dengan kadar air dan kepadatan yang sama. Pada saat pembasahan dilakukan pengukuran volume air dalam benda uji. Lama waktu pengujian disesuaikan agar air dapat meresap ke dalam benda uji.
Hasil pengujian menunjukkan bahwa bertambahnya volume tanah proporsional terhadap derajat kejenuhan diakhir pengujian. Hasil uji juga memperlihatkan bahwa tekanan pengembangan tetap, walaupun derajat kejenuhan bertambah, atau dengan kata lain tekanan yang dibutuhkan untuk menjaga agar volume tanah konstan tidak bergantung pada derajat kejenuhan atau waktu pembasahan. Hasil ini juga menunjukkan bahwa tidak dibutuhkan penjenuhan yang sempurna untuk terjadinya perubahan volume yang besar.
Chen (1975) menyimpulkan bahwa waktu pembasahan yang lama, lebih merusakkan bangunan ringan dibandingkan dengan pembasahan pada jangka waktu pendek
Gambar 2.1 Pengaruh derajat kejenuhan pada perubahan volume pada berat volume kering dan kadar air awal konstan (Chen, 1975)
2.5 KAPASITAS DAYA DUKUNG TANAH
Kapasitas/daya dukung tanah (bearing capacity) adalah kekuatan tanah untuk menahan suatu beban yang bekerja padanya yang biasanya disalurkan melalui pondasi. Kapasitas/daya dukung tanah batas (qu = qult = ultimate bearing capacity) adalah tekanan maksimum yang dapat diterima oleh tanah akibat beban yang bekerja tanpa menimbulkan kelongsoran geser pada tanah pendukung tepat di bawah dan sekeliling pondasi.
Dimana : qa = daya dukung izin (allowable) qu = daya dukung ultimate
sf = safety factor (sf = 2,5-3) Besarnya qa ditentukan dan dibatasi oleh
1. Aman terhadap runtuhnya tanah (qu dibagi dengan sf) 2. Aman terhadap penurunan konsolidasi tanah
Sedangkan daya dukung ultimate suatu tanah (qu) dipengaruhi oleh beberapa faktor antara lain.
1. Kohesi tanah 2. Berat volume tanah 3. Kedalaman pondasi
4. Bentuk dari design pondasi 5. Kedalaman muka air tanah.
2.6 KAPASITAS DAYA DUKUNG PONDASI DANGKAL
Di dalam menghitung kapasitas daya dukung pondasi dangkal terdapat berbagai macam teori analisa antara lain:
1. Analisa terzaghi 2. Analisa mayerhoff 3. Analisa Hansen
2.6.1 KAPASITAS DAYA DUKUNG TERZAGHI
Analisis kapasitas dukung didasarkan kondisi general shear failure, yang dikemukakan Terzaghi (1943) dengan anggapan-anggapan sebagai berikut:
a. Tahanan geser yang melewati bidang horisontal di bawah pondasi diabaikan.
b. Tahanan geser tersebut digantikan oleh beban sebesar q = . Df
c. Membagi distribusi tegangan di bawah pondasi menjadi tiga bagian
d. Tanah adalah material yang homogen, isotropis dengan kekuatan gesernya yang mengikuti hukum Coulumb.
= c + . tan dimana :
= tegangan geser c = kohesi tanah = tegangan normal
= sudut geser dalam tanah
e. Untuk pondasi menerus penyelesaian masalah seperti pada analisa dua dimensi
Analisa distribusi tegangan di bawah dasar pondasi menurut teori Terzaghi seperti ditunjukkan pada Gambar 2.3 dimana bidang keruntuhan dibagi menjadi 3 (tiga) zona keruntuhan yaitu:
Gambar 2.2 Analisa distribusi tegangan dibawah pondasi menurut teori terzaghi (1943)
Zona I
Bagian ACD adalah bagian yang tertekan ke bawah dan menghasilkan suatu keseimbangan plastis dalam bentuk zona segitiga di bawah pondasi dengan sudut ACD = CAD = α = 45o + ø/2. Gerakan bagian tanah ACD ke bawah mendorong tanah disampingnya ke samping.
Zona II
Bagian ADF dan CDE disebut radial shear zone (daerah geser radial) dengan curve DE dan DF yang bekerja pada busur spiral logaritma dengan pusat ujung pondasi.
Zona III
Bagian AFH dan CEG dinamakan zona pasif Rankine dimana bidang tegangannya merupakan bidang longsor yang mengakibatkan bidang geser di atas
Dalam menentukan kapasitas daya dukung izin pondasi dangkal dapat menggunakan analisa formula kesetimbangan dari Terzaghi yaitu:
Kapasitas daya dukung Pondasi menerus (strip foundation) qu = c Nc + b Df Nq + 1/2 b B N
Kapasitas daya dukung Pondasi lingkaran (circular foundation) qu = 1,3 c Nc + b Df Nq + 0,6 R N
Kapasitas daya dukung pondasi persegi (square foundation) qu = 1,3 c Nc + b Df Nq + 0,4 b B N
Kapasitas daya dukung pondasi segi empat (rectangular foundation) qu = c Nc (1 + 0,3 B/L) + b Df Nq + 1/2 b B N (1-0,2 . B/L) dimana :
qu : daya dukung ultimate c : kohesi tanah
b : berat volume tanah Df : kedalaman pondasi B : lebar pondasi L : panjang pondasi
Nc,Nq,N : factor gaya dukung terzaghi ditentukan oleh sudut geser dalam.
Table 2.5 Faktor daya dukung Terzaghi untuk kondisi keruntuhan geser umum (general shear failure)
φ Nc Nq N 0 5,70 1,00 0,00 5 7,30 1,60 0,50 10 9,60 2,70 1,20 15 12,90 4,40 2,50 20 17,70 7,40 5,00 25 25,10 12,70 9,70 30 37,20 22,50 19,70 34 56,80 36,50 35,00 35 57,80 41,40 42,40 40 95,70 81,30 100,40 45 172,30 173,30 297,50 48 258,30 287,90 780,10 50 347,60 415,10 1153,20
Tabel 2.6 Faktor daya dukung Terzaghi untuk keruntuhan geser setempat (local shear failure) φ N’c N’q N’ 0 5,70 1,00 0,00 5 6,70 1,40 0,20 10 8,70 1,90 0,50 15 9,70 2,70 0,90 20 11,80 3,90 1,70 25 14,80 5,60 3,20 30 19,00 8,30 5,70 34 23,70 11,70 9,00 35 25,20 12,60 10,10 40 34,90 20,50 18,80 45 51,20 35,10 37,70 48 66,80 50,50 60,40 50 81,20 65,60 87,10
2.6.2 KAPASITAS DAYA DUKUNG MAYERHOFF
Meyerhof (1963) telah mengembangkan rumus-rumus perhitungan kapasitas daya dukung dengan mempertimbangkan faktor : kedalaman, bentuk dan kemiringan beban. Rumus daya dukung secara umum dari Meyerhof adalah :
qu = c.Nc.Fcs.Fcd.Fci + b.Df.Nq.Fqs.Fqd.Fqi + ½.b.B.N.Fs.Fd.Fi dimana :
qu : daya dukung ultimate c : kohesi tanah
B : lebar pondasi (diameter untuk pondasi lingkaran) b : berat volume tanah
Df : kedalaman pondasi Fcs, Fqs, Fs : Faktor bentuk Fcd, Fqd, Fd : Faktor kedalaman
Fci, Fqi, FI : Faktor kemiringan beban Nc, Nqm N : Faktor gaya dukung
Atau bisa dengan rumus factor gaya dukung yang diberikan mayerhoff sebagai berikut : π.tan 2 q tan 45 2 e N ; Nc (Nq1).cot
;Tabel 2.7 Faktor daya dukung Mayerhof (1963) Nc Nq Nγ Nc Nq Nγ 0 5,14 1,00 0,00 26 22,25 11,85 8,00 1 5,38 1,09 0,00 27 23,94 13,20 9,46 2 5,63 1,20 0,01 28 25,80 14,72 11,19 3 5,90 1,31 0,02 29 27,86 16,44 13,24 4 6,19 1,43 0,04 30 30,14 18,40 15,67 5 6,49 1,57 0,07 31 32,67 20,63 18,56 6 6,81 1,72 0,11 32 35,49 23,18 22,02 7 7,16 1,88 0,15 33 38,64 26,09 26,17 8 7,53 2,06 0,21 34 42,16 29,44 31,15 9 7,92 2,25 0,28 35 46,12 33,30 37,15 10 8,34 2,47 0,37 36 50,59 37,75 44,43 11 8,80 2,71 0,47 37 55,63 42,92 53,27 12 9,28 2,97 0,60 38 61,35 48,93 64,07 13 9,81 3,26 0,74 39 67,87 55,96 77,33 14 10,37 3,59 0,92 40 75,31 64,20 93,69 15 10,98 3,94 1,13 41 83,86 73,90 113,99 16 11,63 4,34 1,37 42 93,71 85,38 139,32 17 12,34 4,77 1,66 43 105,11 99,02 171,14 18 13,10 5,26 2,00 44 118,37 115,31 211,41 19 13,93 5,80 2,40 45 133,88 134,88 262,74 20 14,63 6,40 2,87 46 152,10 158,51 328,73 21 15,81 7,07 3,42 47 173,64 187,21 414,33 22 16,88 7,82 4,07 48 199,26 222,31 526,45 23 18,05 8,66 4,82 49 229,93 265,51 674,92 24 19,32 9,60 5,72 50 266,89 319,07 873,86 25 20,72 10,66 6,77
Tabel 2.8 Faktor bentuk, kedalaman dan kemiringan yang rekomendasikan mayerhoff (1963):
Faktor bentuk Nilai Keterangan
Fcs 1+0.2( ) ( ) Untuk sembarang φ Fqs = Fγs 1+0.1( ) ( )
1
Untuk φ≥10∘ Untuk ϕ = 0 Faktor kedalaman Nilai Keterangan
Fcd 1+0.2( ) ( ) Untuk sembarang φ Fqd = Fγd =1+0.1( ) ( ) 1 Untuk φ≥10∘ Untuk ϕ = 0
Faktor bentuk Nilai Keterangan
Fci = Fqi ( ∘ ∘) Untuk sembarang φ Fγi ( ∘ ∘) 1 Untuk φ≥10∘ Untuk ϕ = 0 𝜹 = sudut kemiringan beban terhadap garis vertikal
Jika beban vertikal Fci, Fqi, Fγi =1
2.6.3 KAPASITAS DAYA DUKUNG HANSEN
Analisa daya dukung Hansen dibandingkan dengan Terzaghi dan Mayerhof adalah yang terlengkap. Faktor-faktor lain yang tidak diperhitungkan oleh Terzaghi dan Mayerhof adalah pengaruh permukaan tanah g1 (ground factor). Dan pengaruh inklinasi dasar pondasi b1 (base factor)
Didalam mengambil factor-faktor yang berpengaruh pada analisis kapasitas daya dukung Hansen mengkombinasikan hasil yang diperolehnya sendiri dengan peneliti lain seperti De Beer (1970) dan Vesic (1973)
Dengan memasukkan semua faktor-faktor yang mempengaruhi analisa kapasitas daya dukung, oleh Hansen diajukan suatu persamaan untuk menghitung kapasitas daya dukung tanah sebagai berikut :
Untuk tanah φ>0 hansen menyarankan kapasitas dukung ultimate
qu =
dimana :
Qu : Beban vertikal ultimate
L,B : Panjang & lebar efektif pondasi : berat volume tanah
C : kohesi tanah
Po : tekanan overburden diatas pondasi Sc, Sq, S : faktor bentuk pondasi
Dc, Dq, D : faktor kedalaman pondasi Ic, Iq, I : faktor kemiringan beban bc, bq, b : faktor kemiringan dasar gc, gq, g : faktor kemiringan permukaan
Nc, Nq, N : faktor kapasitas daya dukung Hansen
Untuk perhitungan pondasi datar tanpa kemiringan : qu = Sc.Dc.c.Nc +Sq.Dq.gq.Po.Nq+Sγ.Dγ.0.5B.γNγ Tabel 2.9 Faktor daya dukung Hansen
Nc Nq Nγ Nc Nq Nγ 0 5,14 1,00 0,00 26 22,25 11,85 7,94 1 5,38 1,09 0,00 27 23,94 13,20 9,32 2 5,63 1,20 0,01 28 25,80 14,72 10,94 3 5,90 1,31 0,02 29 27,86 16,44 12,84 4 6,19 1,43 0,05 30 30,14 18,40 15,07 5 6,49 1,57 0,07 31 32,67 20,63 17,69 6 6,81 1,72 0,11 32 35,49 23,18 20,79 7 7,16 1,88 0,16 33 38,64 26,09 24,44 8 7,53 2,06 0,22 34 42,16 29,44 28,77 9 7,92 2,25 0,30 35 46,12 33,30 33,92 10 8,34 2,47 0,39 36 50,59 37,75 40,05 11 8,80 2,71 0,50 37 55,63 42,92 47,38 12 9,28 2,97 0,63 38 61,35 48,93 56,17 13 9,81 3,26 0,78 39 67,87 55,96 66,76 14 10,37 3,59 0,97 40 75,31 64,20 79,54 15 10,98 3,94 1,18 41 83,86 73,90 95,05 16 11,63 4,34 1,43 42 93,71 85,38 113,96 17 12,34 4,77 1,73 43 105,11 99,02 137,10 18 13,10 5,26 2,08 44 118,37 115,31 165,58 19 13,93 5,80 2,48 45 133,88 134,88 200,81 20 14,63 6,40 2,95 46 152,10 158,51 244,65 21 15,81 7,07 3,50 47 173,64 187,21 299,52 22 16,88 7,82 4,13 48 199,26 222,31 368,67 23 18,05 8,66 4,88 49 229,93 265,51 456,40 24 19,32 9,60 5,75 50 266,89 319,07 568,57 25 20,72 10,66 6,76
2.7 TEKANAN TANAH LATEAL
2.7.1 TEKANAN TANAH LATERAL AKTIF (RANKINE)
Teori Rankine (1857) dalam analisis tekanan tanah lateral dilakukan dengan asumsi – asumsi sebagai berikut :
1 Tanah dalam kedudukan keseimbangan plastis, yaitu sembarang elemen tanah dalam kondisi tepat akan runtuh.
2 Tanah urug tidak berkohesi (c = 0).
3 Gesekan antara dinding dan tanah urug diabaikan atau permukaan dinding dianggap licin sempurna (δ = 0).
Besarnya tekanan tanah tersebut menurut Rankine dapat ditentukan sebagai berikut:
( ⁄ ) ( ⁄ ) Dengan mengambil nilai koefisien tekanan tanah aktif, Ka sebagai
( ⁄ ) Maka tekanan tanah lateral aktif adalah:
√
Seperti pada tekanan tanah aktif untuk menentukan resultant gaya akibat tekanan tanah aktif dapat dijelaskan sebagai berikut. Pada permukaan timbunan belakang dinding dan tanah yang berkohesif, kedalaman z=0 dengan tekanan
akibat berat sendiri tanah σv = 0 nilai tersebut memberikan harga tekanan aktif sebesar
√
Sementara pada kedalaman z = H tekanan berat sendiri σv = γ sehingga memberikan harga tekanan aktif ;
√
Gaya resultant akibat tekanan tanah aktif (gaya tekanan aktif) adalah luas dari diagram tegangan aktif seperti dapat dilihat Gambar II.4
⁄
Gaya pa.γ bekerja pada kedalaman Zaγ = 2/3 H dari muka timbunan dan
√
Garis kerja gaya Pa,c berada pada kedalaman Z a,c = ½ H dari muka timbunan dengan arah berlawanan dengan gaya P a,γ. Arah kerja yang berlawanan ini mempunyai arti bahwa tekanan tanah aktif pada tanah yang berkohesi akan berkurang akibat tarik menarik antar partikel tanah itu sendiri.
Untuk tanah non-kohesif (c=0) tekanan tanah lateral aktif dapat ditulis sebagai:
Sehingga resultant gaya tekan aktif yang bekerja dibelakang dinding hingga kedalaman z = H hanya disumbangkan oleh berat tanah itu sendiri.
⁄
Gambar 2.4 Tekanan tanah lateral aktif
Arah kerja yang berlawanan dari tekanan tanah aktif akibat berat sendiri P a.γ dan P a.c menunjukkan bahwa tekanan tanah aktif pada tekanan tanah yang berkohesi pada kedalaman tertentu terdapat nilai resultant gaya akibat tegangan yang sama dengan nol. Kedalaman kritis mempunyai arti bahwa pada tanah yang berkohesi, akan mempunyai keamanan kritis (=1) bila dilakukan penggalian hingga kedalaman tersebut. Nilai Hc dapat ditentukan pada kedalaman P a.γ dan P a.c mempunyai nilai yang sama sehingga memberikan nilai.
√
Selain itu akibat dari tarik menarik material kohesif tersebut dapat memungkinkan terjadi retakan pada tanh hingga kedalaman Ht. Nilai tersebut dapat ditentukan pada tekanan σ a,γ dan σ a,c yang sama sehingga menghasilkan besarnya setengah dari retakan tersebut (Ht = ½ Hc)
⁄ √
Gambar 2.5 Keruntuhan tekanan tanah lateral aktif
2.7.2 TEKANAN TANAH LATERAL PASIF
Tekanan tanah pasif adalah tekanan tanah lateral pada kondisi tanah bergerak akibat terdorong oleh gaya luar. Hal ini terjadi pada tanah dibawah dan disisi pondasi telapak atau dibelakang dinding penahan tanah yang rebah kea rah
Dengan memperhatikan gambar II.5, maka pada elemen tanah di kedalaman z, tekanan vertical pada elemen tanah sama dengan σv = dan tekanan tanah horizontal pada tanah dikedalaman tersebut adalah sebesar.
( ⁄ ) ( ⁄ ) ( ⁄ ) ( ⁄ ) Dengan mengambil nilai koefisien tekanan tanah pasif, Kp sebagai.
( ⁄ ) Maka tekanan tanah lateral pasif adalah.
√
Untuk menentukan resultant gaya akibat tekanan tanah pasif dapat dijelaskan sebagai berikut. Pada permukaan timbunan dibelakang dinding dari tanah yang kohesif, kedalaman z=0 dengan tekanan akibat berat sendiri tanah σv =0 , nilai tersebut memberikan harga tekanan pasif sebesar.
√
Sementara pada kedalaman z = H, tekanan tanah akibat berat sendiri adalah sebesar σv = H. Nilai tersebut memberikan tekanan tanah pasif sebesar.
Gaya tekan P p, bekerja pada kedalaman Z p, = 2/3 H dari muka timbunan dan √
Gaya P p,c bekerja pada kedalaman Z p,c =1/2 H dari timbunan. Untuk tanah non kohesif (c=0), tekanan tanah lateral dapat ditulis sebagai.
Sehingga, resultan gaya tekan pasif yang bekerja pada dinding kedalaman z = H hanya disumbangkan oleh berat tanah sendiri yaitu.
Gambar 2.6 Tekanan tanah lateral pasif
2.8 TEKANAN TANAH AKIBAT GEMPA (MONONOBE-OKABE)
Pada tahun 1776, Coulomb memperkenalkan persamaan tekanan tanah aktif (PA) untuk dinding penahan tanah (retaining wall) pada tanah urugan kering tak berkohesi, sebagai berikut:
PA = ½ γ H² KA
PA = gaya aktif per satu satuan panjang dinding
γ = berat volume tanah H = tinggi retaining wall
KA = koefisien tekanan aktif tanah
KA = ( )
( )[ ( ( ) ( ) ( ) ( )) ]
Dimana :
Ø = sudut geser tanah 𝜹 = sudut geser dinding
𝜷 = kemiringan dinding terhadap bidang vertikal i = kemiringan dinding terhadap bidang horizontal
Gambar 2.7 Tekanan tanah aktif coulomb
gempa. Modifikasi ini secara umun dianggap sebagai Mononober-Okabe analysis (mononobe, 1929 ; Okabe, 1926)
Penyelesaian Mononobe-Okabe berdasarkan asumsi sebagai berikut :
1. Keruntuhan terjadi sepanjang garis keruntuhan BC pada gambar II.5. 2. Perpindahan pada dinding cukup untuk menghasilkan tekanan aktif
minimum.
3. Nilai kekuatan geser tanah tak berkohesi diperoleh dengan persamaan S= σ’ tan Ø
dimana σ’ adalah tegangan efektif tanah dan s adalah kekuatan geser tanah.
4. Pada saat runtuh, kuat geser terjadi sepanjang haris keruntuhan.
5. Tanah di belakang dinding penahan tanah (retaining wall) dianggap kaku Gaya-gaya yang diperhitungkan dalam solusi Mononobe-Okabe dintunjukkan dalam Gambar II.3 Garis AB adalah bagian belakang retaining wall dan ABC adalah bagian tanah yang akan mengalami keruntuhan. Gaya pada bagian yang runtuh per satu satuan panjang dinding adalah:
1. Berat sendiri bagian yang runtuh (W) 2. Gaya aktif (PAE)
3. Resultan gaya geser normal sepanjang bidang runtuh F
Kh =
Kv =
Dimana g adalah percepatan gravitasi
Gambar 2.8 Asal mula persamaan mononobe-okabe
Gaya aktif ditentukan dari analisis lapisan yang digambarkan dalam persamaan berikut :
PAE = ½ γ H² (1-Kv) KAE
dimana :
KAE = koefisien tekanan tanah aktif dengan pengaruh gempa
KAE = ( )
( )[ √ ( ) ( )
( ) ( )]
𝚹 = [ ( )]
2.9 PENURUNAN PONDASI
Penambahan beban di atas suatu permukaan tanah dapat menyebabkan lapisan tanah bawahnya mengalami pemampatan. Pemampatan tersebut disebabkan oleh adanya deformasi partikel tanah, relokasi partikel, keluarnya air atau udara dari dalam pori , dan sebab-sebab lain. Pada tanah lempung lunak yang jenuh air, penurunan konsolidasi menjadi parameter yang dominan dalam prediksi penurunan tanah.
Jika lapisan tanah dibebani, maka tanah akan mengalami regangan atau penurunan (settlement). Regangan yang terjadi dalam tanah diakibatkan oleh dua factor yaitu berubahnya susunan tanah dan berkurangnya rongga didalam tanah tersebut.
Dalam menganalisa penurunan struktur pondasi ada 2 hal penurunan yang dianalisa yaitu penurunan elastis (elastic settlement) dan penurunan konsolidasi (consolidation settlement) untuk tanah lempung lanau
2.9.1 PENURUNAN ELASTIC
Penurunan elastis (se) yaitu penurunan yang terjadi bersamaan dengan beban kerja yang terjadi cepat rumus yang digunakan adalah :
Se = A1* A2* Δσ*B/E
Dimana : A1 : factor kedalaman dasar telapak pondasi A2 : factor daerah kedalaman yang ditinjau
B : lebar telapak pondasi
E : nilai elastisitas tanah yang dibebani
Dibawah ini ditampilkan grafik untuk mendapatkan nilai A1 dari grafik dibawah ini atas perbandingan Df/B dan nilai A2 dari grafik dibawah ini atas perbandingan H/B serta L/B
Gambar 2.9 Grafik variasi A1 dengan Df/B
Nilai elastisitas (Es) dapat ditentukan dari nilai korelasi tahanan ujung konus (qc) menurut Schmertmann yaitu seperti dibawah ini:
Es : 2,5 qc untuk pondasi persegi dan lingkaran Es : 3,5 qc untuk pondasi menerus
2.9.2 PENURUNAN KONSOLIDASI
Penurunan konsolidasi yaitu penurunan yang terjadi pada tanah berbutir halus yang terletak dibawah muka air tanah. Penurunan yang terjadi memerlukan waktu, yang lamanya tergantung pada kondisi tanah. Pada saat dilakukan uji konsolidasi apabila beban total yang diberikan pada saat percobaan adalah lebih kecil dasi tekanan efektif overbudden maksimum yang pernah dialami sebelumnya maka kondisi ini disebut tanah terkonsolidasi lebih (overconsolidated). Apabila beban total yang diberikan pada saat percobaan adalah lebih besar dari tekanan efektif overburden maksimumnya maka kondisi ini disebut juga tanah terkonsolidasi normal (normal consolidated).
Untuk lempung yang terkonsolidasi normal (o>c) maka untuk menghitung penurunan tanah dapat digunakan persamaan :
(
)
Untuk lempung yang terkonsolidasi lebih, digunakan Cr yang disebut juga indeks pemampatan kembali. Nilainya dapat diambil sebesar 0.1 ~ 0.2 Cc. Persamaan yang digunakan untuk menghitung penurunan konsolidasi menjadi:
Apabila o+ ≤ c : ( ) Apabila o+ > c : ( ) ( )
di mana: S = penurunan konsolidasi pada tanah lempung Cc = indeks pemampatan
Cr = indeks pemampatan kembali
H = tebal lapisan tanah yang terkonsolidasi (m) eo = angka pori awal
o = tekanan overburden awal sebelum dibebani (kN/m2) = penambahan tegangan akibat beban pondasi (kN/m2)
2.10 WAKTU KONSOLIDASI
Pada elemen tanah yang berkedalaman z, perkembangan proses konsolidasi akibat kenaikan tegangan tertentu, dapat dinyatakan dalam persamaan:
Dimana: St = Penurunan tanah lempung pada waktu t S = Penurunan akhir tanah lempung
Variasi nilai Tv terhadap derajat konsolidasi (U) dapat dirumuskan sebagai berikut:
for U ≤ 60%: ( )
for U > 60%: ( )
Selanjutnya, waktu t pada lapisan lempung yang terkonsolidasi dapat dapat diperoleh dengan perumusan sebagai berikut :
Dimana : t = Derajat konsolidasi U(%) Hdr = Panjang aliran drainase
Sebagai contoh, air pori yang mengalir ke atas dan ke bawah pada lapisan lempung, Hdr sama dengan setengah dari ketebalan rata-rata lapisan lempung tersebut. Sedangkan aliran air yang mengalir hanya ke atas atau ke bawah, maka Hdr sama dengan tebal lapisan lempung.
2.11 PENGARUH MUKA AIR TANAH / GAYA UPLIFT
Letak muka air tanah (m.a.t.) didalam perhitungan kapasitas daya dukung berpengaruh untuk penentuan besaran berat isi . Besaran yang digunakan dapat berupa total, terendam sepenuhnya =b atau yang merupakan transisi dari dan total
Pengaruh Air Tanah terhadap Daya Dukung Pondasi a. Muka Air Tanah diatas telapak pondasi
1. Bila muka air tanah terletak diatas atau sama dengan pondasi, berat volume yang dipakai dalam suku persamaan ke-3 harus berat volume efektif atau berat volume apung (γ’), karena zona geser yang terletak dibawah pondasi sepenuh terendam air pada kondisi ini, nilai P0 pada suku persamaan ke-2, menjadi :
γ' (Df – dw) + γb dw
dengan γ’ = γsat – γw dan dw = kedalaman muka air tanah.
2. Jika muka air tanah dipermukaan atau dw = 0, maka γ pada suku persamaan ke-2 digantikan dengan γ’, sedang γ pada suku persamaan ke-3 juga dipakai berat volume apung (γ’).
b. Muka Air Tanah dibawah telapak pondasi
1. Jika muka air sangat dalam dibandingkan dengan lebar pondasi atau z > β, dengan z adalah jarak muka air tanah dibawah datar pondasi. Nilai γ dari suku ke-2 persamaan kapasitas dukung yang dipakai adalah γb atau γd, demikian pula dalam suku persamaan ke-3 dipakai nilai berat volume basah (γt) atau kering ( γd ). Untuk kondisi ini, parameter kuat geser yang digunakan dalam hitungan adalah parameter kuat geser dalam tinjauan tegangan efektif (c’dan φ’).
2. Jika muka air tanah terletak pada kedalaman z dibawah dasar pondasi (z < β), nilai γ pada suatu persamaan ke-2 digantikan dengan γb atau γd, , karena massa tanah dalam zona geser sebagian terendam air, berat volume tanah yang diterapkan dalam persamaan kapasitas dukung suku ke-3 dapat didekati dengan :
γrt = γ’ + (Z/B) (γb-γ’) γrt = γ rata-rata
2.12 PONDASI RAKIT
Pondasi rakit (raft foundation) adalah pelat beton yang berbentuk rakit melebar keseluruh bagian dasar bangunan, yang digunakan untuk meneruskan beban bangunan ke lapisan tanah dasar atau batu-batuan di bawahnya. Sebuah pondasi rakit bisa digunakan untuk menompang tangki-tangki peralatan atau digunakan untuk menompang beberapa bagian peralatan industri. Pondasi rakit biasanya digunakan di bawah kelompok silo, cerobong, dan berbagai konstruksi bangunan.
Sebuah pondasi rakit bisa digunakan di mana tanah dasar mempunyai daya dukung yang rendah dan/atau beban kolom yang begitu besar, sehingga lebih dari 50 % dari luas bangunan diperlukan untuk pondasi telapak sebar konvensional agar dapat mendukung pondasi. Disarankan penggunaan pondasi rakit sebab lebih ekonomis karena dapat menghemat biaya penggalian dan penulangan beton.
Pondasi rakit biasanya juga dipakai untuk ruang-ruang bawah tanah (basement) yang dalam, baik untuk menyebarkan beban kolom menjadi distribusi tekanan yang lebih seragam dan untuk memberikan lantai buat ruang bawah-tanah. Keuntungan khusus untuk ruang bawah-tanah yang berada pada atau di bawah MAT (Muka Air Tanah) ialah karena merupakan penyekat air.
