PERENCANAAN GEDUNG PARKIR PADA BANDARA · PDF file... nilai α (faktor adhesi) didapat...

LAPORAN TUGAS AKHIR PERENCANAAN GEDUNG PARKIR PADA BANDARA INTERNASIONAL JAWA BARAT

BAB 6 PERENCANAAN STRUKTUR BAWAH

GEDUNG PARKIR 6.1 DATA

Untuk mampu menahan beban struktur atas yang terjadi, kami merencanakan menggunakan pondasi dalam berupa pondasi tiang pancang dengan diameter 600 mm sedalam 18 meter. Beberapa pondasi akan dijadikan grup tiang yang disatukan dengan pile cap. Masing-masing pile cap akan dihubungkan dengan pile cap lainnya pada arah sumbu x dan y dengan menggunakan sloof/tie beam. Hasil analisis dari Program ETABS memberikan support reactions terbesar: M = 618,142 kN.m P = 3710,39 kN Sementara itu, hasil dari penyelidikan tanah yang dilakukan oleh pihak Dishub Jabar memberikan soil properties yang dapat dilihat pada Gambar 6.1. Soil properties ini diambil dari data penyelidikan tanah Dishub Jabar pada lokasi Bored Hole 12 (BH-12) karena lokasi gedung parkir BIJB terwakili oleh data tanah tersebut. Denah pemetaan bored hole dapat dilihat pada Lampiran C.

Gambar 6.1 Soil properties pada Bored Hole 12 (BH-12)

Edi Susilo (15003039) Dian Prentibo Frenanda Pane (15003098)

6-1


Pada awalnya, permukaan tanah yang tidak rata pada seluruh lokasi BIJB akan diratakan menggunakan timbunan. Setelah itu, pada lokasi pembangunan gedung parkir dilakukan penggalian sedalam 4 m untuk pemancangan pondasi. Untuk penempatan pondasi pada profil tanah, dapat dilihat pada Gambar 6.2.

Embankment (E)

Silty CLAY some sand (C1)

CLAY some silt trace sand (C2)

silt some SAND (S1)

Gambar 6.2 Pondasi pada profil tanah

6.2 DESAIN PONDASI DALAM (TIANG PANCANG) 6.2.1 Daya Dukung Pondasi

Dalam perhitungan daya dukung pondasi, digunakan rumus-rumus: 1. Cu = 0,6.N (ton/m2) 2. Skin friction (Qs) = α.Cu.perimeter.Li (ton) (for c-soil) = 0,2.N.perimeter.Li (ton) (for ø-soil) End bearing (Qp) = 9.Cu.Ap (ton) (for c-soil) = 40.Nav.Ap (ton) (for ø-soil)

Nav = 2

21 NN +, dengan N1: rata-rata N pada jarak 10.D (D: diameter tiang) dari

ujung pondasi ke atas, dan N2: rata-rata N pada jarak 4.D (D: diameter tiang) dari ujung pondasi ke bawah.

3. Qu = Qs + Qp

Edi Susilo (15003039)

Dian Prentibo Frenanda Pane (15003098) 6-2


Diketahui: Tiang pancang, D = 0,6 m perimeter = 1,885 m, dan Ap = 0,283 m2

L = 18 m

10.D = 6 m 86,457

505050505050211 =

++++++=N

4.D = 2,4 m 503

5050502 =

++=N

Nav = 93,472

5086,45=

+

Untuk tanah kohesif, nilai α (faktor adhesi) didapat dari grafik Cu vs. α menurut API Metode 2. Perhitungan dilakukan menggunakan tabel seperti yang terlihat pada Tabel 6.1.

Tabel 6.1 Perhitungan daya dukung pondasi Depth Soil Properties Compression Capacity (ton) Qu

(m) Layer N-SPT Cu (t/m2) α Local Fric. Cumm. Fric. End (ton) -1,77 C1 4 2,4 1,00 0,0 0,0 -2,77 C1 4 2,4 1,00 4,5 4,5 -3,77 C1 4 2,4 1,00 4,5 9,0 -4,77 C2 10 6 0,61 6,9 15,9 -5,77 C2 10 6 0,61 6,9 22,8 -6,77 C2 9 5,4 0,75 7,6 30,5 -7,77 C2 9 5,4 0,75 7,6 38,1 -8,77 C2 14 8,4 0,50 7,9 46,0 -9,77 C2 14 8,4 0,50 7,9 53,9

-10,77 C2 19 11,4 0,50 10,7 64,7 -11,77 C2 19 11,4 0,50 10,7 75,4 -12,77 C2 21 12,6 0,50 11,9 87,3 -13,77 C2 21 12,6 0,50 11,9 99,2 -14,77 S1 50 - - 18,9 118,0 -15,77 S1 50 - - 18,9 136,9 -16,77 S1 50 - - 18,9 155,7 -17,77 S1 50 - - 18,9 174,6 -18,77 S1 50 - - 18,9 193,4 -19,77 S1 50 - - 18,9 212,3 452,8 665,1

Khusus untuk tahanan ujung (end bearing) pada tanah pasir, karena besar 40. Nav > 1600, maka dipakai syarat batas sehingga Qp = 1600.Ap = 452,8 ton Dari Tabel 6.1, didapat daya dukung ultimate untuk tiang tunggal, Qult = 665,1 ton = 6651 kN Maka, daya dukung izin (allowed) untuk tiang tunggal (dengan safety factor = 3),

Qall = 22173

6651==

SFQult kN


6-3


Pondasi akan menggunakan grup tiang, sedangkan pada grup tiang perilaku negative skin friction (NSF) belum diketahui secara jelas (Masyhur, Catatan Kuliah Rekayasa Pondasi). Oleh karena itu, pada tugas akhir ini tidak dilakukan perhitungan NSF.

6.2.2 Efisiensi Grup Tiang Pondasi tiang tunggal biasanya tidak memiliki kemampuan yang cukup dalam menahan reaksi akibat kolom di atasnya. Dalam kasus seperti ini, diperlukan kelompok tiang (grup tiang). Pada pondasi yang terdiri atas grup tiang, konfigurasi tiang akan menentukan efisiensi tiang-tiang tersebut. Kapasitas grup tiang tentunya tidak akan sama dengan jumlah kapasitas seluruh tiang tersebut. Konfigurasi grup tiang yang kami rencanakan adalah 2 tiang yang disusun secara persegi panjang (satu baris dan dua kolom). Gambar konfigurasi grup tiang dapat dilihat pada Gambar 6.3.

Gambar 6.3 Konfigurasi grup tiang (satuan dalam cm)

Diketahui: Gaya dalam ultimate, P = 3710,39 kN M = 618,142 kN.m Daya dukung ultimate tiang tunggal, Qult = 6651 kN Diameter pile, D = 60 cm Jarak antar pile, d = 200 cm Jumlah baris, m = 1 Jumlah kolom, n = 2 Safety factor, SF = 3


6-4


Maka,

°=⇒== 69,1620060tan θθ

dD

Efisiensi, η = θ...90

).1().1(1⎭⎬⎫

⎩⎨⎧ −+−

−mn

nmmn

= 69,16.1.2.90

2).11(1).12(1⎭⎬⎫

⎩⎨⎧ −+−

−

= 0,907 = 90,7 %

Qizin grup tiang = SF

tunggalQmn ult××× η

= 3

6651907,012 ×××

= 4021,64 kN > P = 3710,39 kN … OK! Selanjutnya, akan dihitung beban aksial terbesar tiang tunggal dalam grup tiang akibat gaya dalam P dan M:

Vp = 195,18551239,3710

=×

=×mnP kN

Vm1 = 071,3091.)1.(1.2

142,618...2 22 =⎟⎟

⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛=⎟

⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛

∑ ii

llm

M kN

∴ P tunggal terbesar dalam grup = 1855,195 + 309,071 = 2164,266 kN < Qall tunggal = 2217 kN … OK!

6.2.3 Penurunan Konsolidasi (Consolidation Settlement) Diketahui: Gaya dalam ultimate, P = 3710,39 kN Safety factor, SF = 3 Cc = 0,58 Cr = 0,03 e0 = 1,44 Pc = 18 kN/m2

Layout pondasi pada Gambar 6.4.a dan 6.4.b.


6-5


Embankment (E)



silt some SAND (S1)

Gambar 6.4.a Pemodelan pondasi untuk perhitungan konsolidasi (tampak arah y)

Embankment (E)



silt some SAND (S1)

Gambar 6.4.b Pemodelan pondasi untuk perhitungan konsolidasi (tampak arah x)


6-6


Maka,

qo = 37,656,66,8

39,3710=

×=

× LBP kN/m2

Po = )81,921,21(165,0)81,921,21(57,9)81,985,18(15,0)85,18.28,2( −+−+−+ = 155,313 kN/m2

Pertambahan tegangan efektif akibat beban di atas lapisan kompresibel, Δpav, dihitung dengan menggunakan metode 2V:1H. Metode 2V:1H

))(( zLzBLBq

p o

++××

=Δ

37,65)06,6)(06,8(

6,66,837,65=

++××

=Δ tp kN/m2

58,62)165,06,6)(165,06,8(

6,66,837,65=

++××

=Δ mp kN/m2

96,59)33,06,6)(33,06,8(

6,66,837,65=

++××

=Δ bp kN/m2

Δpav = ).4(61

bmt ppp Δ+Δ+Δ

= )96,5958,62.437,65(61

++

= 62,61 kN/m2

Karena nilai Pc < Po+Δpav, maka tanah termasuk lempung normally consolidated:

Sc = ⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛ Δ++ o

avo

o ppp

eHcCc log.

1.

= ⎟⎠

⎞⎜⎝

⎛ ++ 313,155

61,62313,155log.44,1133,0.58,0

= 0,0115 m = 11,5 mm < 100 mm … OK! (untuk frame building (Ref. 7)


6-7


6.3 DESAIN PILE CAP Pile cap yang didesain adalah yang terletak pada lokasi desain pondasi. Pile cap diperhitungkan terhadap momen karena terdapat dua buah tiang pancang sehingga menimbulkan eksentrisitas. Parameter desain pile cap adalah sebagai berikut: P = 3710,39 kN = 3710390 N M = 618,142 kN.m = 618142000 N.mm f’c = 25 MPa fy = 400 MPa Diameter tulangan, D = 36 mm Tebal, h = 650 mm (dalam SNI Beton 2002, tebal pile cap diisyaratkan >300 mm) dan dimensi lainnya seperti yang terdapat pada Gambar 6.3. Tulangan pile cap didesain sebagai tulangan lentur pada arah x dan y sumbu bangunan dengan berdasarkan tulangan minimum yang diperoleh dari:

Asmin = fy

dbcf.4

' ××

ambil Asmin terbesar Asmin =

fydb××4,1

Dengan menganggap pile cap sebagai balok dengan lebar 1,8 meter dan tebal-selimut beton yang terpapar tanah minimum 75 mm, diperoleh: b = 1800 mm s = 75 mm d = h – s – ½.Dtulangan = 650 – 75 – ½.36 = 557 mm lk = jarak tepi kolom ke as tiang pondasi = 625 mm sehingga, Mu = P × lk + M = 3710390 × 625 + 618142000 = 2937135750 N.mm

8,0MuMn ≥

As.fy.jd = 8,0

Mu

As perlu = jdfy

Mu..8,0

= ).875,0.(.8,0 dfy

Mu

= )557.875,0.(400.8,0

2937135750

= 18832,62 mm2


6-8


Cek As minimum:

Asmin = 13,3133.4

'=

××fy

dbcfmm2

ambil Asmin = 3509,10 mm2

Asmin = 10,35094,1=

××fy

db mm2

Agar keruntuhan yang terjadi under-reinforced, maka: As max = 0,75.ρb.b.d

= dbfyfy

cf ..600

600'..85,0.75,0 1⎥⎦

⎤⎢⎣

⎡⎟⎟⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛+

β ; β1 = 0,85

= 557.1800.400600

600400

25.85,0.85,0.75,0 ⎥⎦

⎤⎢⎣

⎡⎟⎠⎞

⎜⎝⎛

+

= 20373,15 mm2

∴As min < As perlu < As max … OK!

Jumlah tulangan yang dibutuhkan, n = 1936..

62,18832.. 2

412

41

≈==ππ D

AsAs

As

satuan

buah

Spasi tulangan = 67,53119

36.1975.218001

.lim.2=

−−−

=−

−−n

Dnutseb mm

Jarak antar tulangan = spasi + ½.Dkanan + ½.Dkiri = 53,67 + ½.36 + ½.36 = 89,67 mm ∴Tulangan tarik = 19D36 – 90 Tulangan tekan didesain sama dengan tulangan tariknya, sehingga ∴Tulangan tekan = 19D36 – 90

6.4 DESAIN TIE BEAM 6.4.1 Parameter Tie Beam

Tie beam didesain sebagai komponen tarik/tekan yang menahan gaya aksial sebesar 0,1 Pu pada kolom. Dari hasil perhitungan Program ETABS diperoleh Fz terbesar untuk seluruh kolom, yaitu 3710,39 kN. Tie beam akan direncanakan dengan parameter berikut: f’c = 25 MPa fytarik = 400 MPa fysengkang = 240 MPa s = 50 mm Tulangan tekan/tarik D19 Tulangan geser ø10, 2 kaki


6-9


6.4.2 Tahanan Tekan/Tarik Pada tie beam, aksi tarik akan ditahan oleh baja sementara tekan oleh beton. Dalam perencanaan tie beam digunakan tahanan tekan yang diberikan beton sebagai berikut: Nn = f’c × b × h Nu ≥ ø.Nn dengan: f’c : kuat tekan beton b : lebar tie beam h : tinggi tie beam ø : faktor reduksi kuat tekan beton = 0,8 dan kuat tarik baja sebagai berikut: Nn = fy × As Nu ≥ ø.Nn dengan: fy : kuat tarik tulangan

As : luas tulangan = 4

2 π××Dn

ø : faktor reduksi kuat tarik baja = 0,9 Namun perlu juga diperhatikan agar keruntuhan yang terjadi underinforced, luas tulangan harus lebih besar dari Asmin dan lebih kecil dari Asmax.

Asmin = fy

dbcf.4

' ××

ambil Asmin terbesar Asmin =

fydb××4,1

Asmax = dbfyfy

cf××⎟⎟

⎠

⎞⎜⎜⎝

⎛+

×××

600600'85,075,0 1β

dengan β1 = 0,85

6.4.3 Tahanan Geser Tie beam tidak direncanakan terhadap geser, sehingga tulangan geser yang digunakan adalah tulangan geser minimum yang besarnya adalah nilai terkecil dari:

s ≤ b

fyAv..3

s ≤ 0,5.d s ≤ 600mm


6-10


dengan: Av : luas tulangan geser = n.As n : jumlah kaki tulangan geser b : lebar balok s : tebal selimut d = h-(s+1/2.D)

6.4.4 Perhitungan 6.4.4.1 Dimensi tie beam

Pu = 3710,39 kN Nu tie beam = 0,1.Pu = 371,039 kN = 371039 N Dimensi tie beam direncanakan akan disamakan untuk semua bentang, sehingga acuan yang digunakan adalah panjang bentang terbesar bangunan. L = 8300 mm Tinggi tie beam, h = ×5,18

1 L = 448,65 mm ambil h = 500 mm

Lebar tie beam, b, diambil sebesar 400 mm d = h – s – ½.Dtulangan = 500 – 50 – ½.19 = 440,5 mm Nn = f’c.b.h = 25.400.500 = 5000000 N Cek tahanan tekan: Nu tie beam < ø.Nn 371039 N < 0,8.5000000 371039 N < 4000000 … OK!

6.4.4.2 Tulangan tarik

Luas tulangan yang dibutuhkan, As perlu = 66,1030400.9,0

371039.

==fy

Nuφ

mm2

Cek As minimum:

Asmin = 625,550400.4

5,440.400.25.4

'==

××fy

dbcfmm2

ambil Asmin = 616,7 mm2

Asmin = 7,616400

5,440.400.4,14,1==

××fy

db mm2


6-11


Agar keruntuhan yang terjadi under-reinforced, maka:

Asmax = 44,35805,440400400600

600400

2585,085,075,0 =××⎟⎠⎞

⎜⎝⎛

+××

× mm2

∴As min < As perlu < As max … OK!

Jumlah tulangan yang dibutuhkan, n = 419..66,1030

.. 24

124

1≈==

ππ DAs

AsAs

satuan

buah

Cek kembali tahanan tarik: Nu ≤ ø.Nn

Nu ≤ ø.As.fy 371039 N ≤ 0,9.4( ¼.π.192).400 371039 N ≤ 408281,38 N … OK!

Spasi tulangan = 67,7414

19.450.24001

.lim.2=

−−−

=−

−−n

Dnutseb mm

Jarak antar tulangan = spasi + ½.Dkanan + ½.Dkiri = 74,67 + ½.19 + ½.19 = 93,67 mm ∴Tulangan tarik = 4D19 – 100

6.4.4.3 Tulangan tekan Tulangan tekan dapat saja didesain dengan mengasumsikan luas tulangan tekan (As tekan) = 0,5.As tarik. Namun karena pada tie beam ini tulangan tarik berada di serat bawah jika di tumpuan dan berada di serat atas jika di lapangan, sedangkan tulangan tekan berada di posisi sebaliknya, sehingga pada pengerjaan tie beam ini agar tidak tertukar dengan cara pemasangan tulangan pada balok biasa, kemudahan pelaksanaan dan juga berdasarkan kebiasaan di pelaksanaan proyek maka jumlah tulangan tekan disamakan dengan tulangan tarik. ∴Tulangan tekan = 4D19 – 100

6.4.4.4 Tulangan geser (sengkang) ø = 10 mm n = 2 kaki Av = 2.As = 2.1/4.π.102 = 157,08 mm2

b = 400 mm h = 500 mm


6-12


s = 50 mm d = 440,5 mm fy = 240 MPa

s ≤ b

fyAv..3 = 744,282400

240.08,157.3= mm

ambil s = 200 mm s ≤ 0,5.d = 0,5.440,5 = 220,25 mm s ≤ 600mm ∴Tulangan geser = ø10 – 200

6.4.4.5 Tulangan samping Karena tinggi tie Beam > 400 mm, maka diperlukan tulangan samping. Tulangan samping ini didesain dengan diameter yang sama dengan tulangan tarik maupun tekan, yaitu D19, yang diletakkan di kanan kiri tie beam dengan ketinggian setengah tinggi tie beam. ∴Tulangan samping = D19 – 200

6.4.4.6 Panjang pengangkuran Panjang pengangkuran diambil = 40.D = 40.19 = 760 mm Detail penulangan tie beam dapat dilihat pada Gambar 6.5.

Gambar 6.5 Detail tulangan tie beam


6-13


6.5 TIANG PONDASI Tiang pondasi yang akan digunakan adalah precast concrete pile berongga produksi PT. WIKA Beton dengan spesifikasi: D (outside diameter) = 600 mm T (wall thickness) = 100 mm L (length of single pile) = 10 m H (steel band length) = 150 mm D (pencil shoe length) = 600 mm W (unit weight) = 400 kg/m A (thickness of weld) = 10 mm Gambar spesifikasi precast concrete pile berongga produksi PT. WIKA Beton dapat dilihat pada Gambar 6.6.a-d.

Gambar 6.6.a Tiang pondasi bagian atas dan tengah

Gambar 6.6.b Tiang pondasi bagian bawah


6-14


Gambar 6.6.c Detail sambungan las pada tiang pondasi

Gambar 6.6.d Detail sambungan tiang pondasi dengan pile cap


6-15


6.6 DINDING PENAHAN TANAH: CANTILEVER WALL Dalam tugas akhir ini, struktur Gedung Parkir 1 memiliki tiga buah lantai dengan satu lantainya berada di bawah permukaan tanah, sehingga bangunan akan dikelilingi oleh lereng tanah. Untuk mencegah terjadinya kelongsoran atau ketidakstabilan lereng yang dapat menyebabkan kerusakan atau gangguan operasional pada gedung, maka pada setiap sisi lereng yang mengelilingi gedung perlu diberikan dinding penahan tanah (DPT). Jenis DPT yang akan digunakan adalah cantilever wall. Untuk itu, perlu direncanakan dimensi DPT yang baik agar memenuhi syarat kestabilan lereng sesuai dengan kondisi parameter tanah yang ada. Syarat kestabilan lereng yang perlu dihitung ada tiga, yaitu: 1. Stabilitas Guling, 2. Stabilitas Geser, dan 3. Stabilitas Daya Dukung. Ditetapkan dimensi cantilever wall seperti pada Gambar 6.7.

γ1φ1

γ2φ2

Gambar 6.7 Dinding penahan tanah: cantilever wall

Berikut adalah parameter-parameter yang digunakan dalam perhitungan kestabilan lereng: γ1 = 18 kN/m3

ø1 = 10° c1 = 75 kN/m2


6-16


γ2 = 18,85 kN/m3

ø2 = 0° c2 = 35 kN/m2

γbeton = 24 kN/m3

q = 400 kg/m2 = 4 kN/m2

6.6.1 Stabilitas Guling

H = 5 + 0,5 = 5,5 m

Ka = 1

22

122

coscoscos

coscoscoscos

φββ

φβββ

−+

−−× ; β = 0°

= 0,70 Pa = ½.γ1.H2.Ka + q.L.Ka

= ½.18.(5,5)2.0,70 + 4.(3).0,70 = 198,975 kN/m

Pv = Pa.sin β = 198,975 . sin 0 = 0 kN/m Ph = Pa.cos β = 198,975 . cos 0 = 198,975 kN/m

Perhitungan ΣMR dan ΣV:

Bagian Luas (m2) Berat (kN/m) Lengan dr C (m) Momen (kN) 1 2 48 2,6 124,8 2 2,9 69,6 2,9 201,84 3 15 270 4,3 1161 4 0,25 6 2,367 14,2 Pv 0 5,8 0

ΣV = Σ(kolom berat) = 393,6 kN/m ΣMR = Σ(kolom momen) = 1501,84 kN Ket: Berat = Luas × γ Momen = Berat × Lengan dari C

ΣMO = 7875,36435,5.975,198

3. ==HPh kN

SF = 12,47875,364

84,1501==

∑∑

O

R

MM

> 2 … OK!


6-17


6.6.2 Stabilitas Geser

Kp = 12045tan

245tan 222 =⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛ +=⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛ +

φ

D = 1,5 + 0,5 = 2 m

Pp = DKpcDKp ...2... 22

221 +γ

= 2.1.35.22.85,18.1. 221 +

= 177,7 kN/m

SF = ∑∑

d

R

FF '

= Ph

PpckBkV∑ ++ 2221 ..).tan().( φ ; k1 = k2 = 3

2

= 975,198

7,17735..8,5)0.tan(.6,393 32

32 ++

= 1,57 > 1,5 … OK!

6.6.3 Stabilitas Daya Dukung

01,06,393

7875,36484,150128,5

2=

−−=

∑∑−∑

−=V

MMBe OR m

64,688,501,0.61

8,56,39361max =⎟

⎠

⎞⎜⎝

⎛+=⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛ +

∑=

Be

BVq kN/m2

08,678,501,0.61

8,56,39361min =⎟

⎠

⎞⎜⎝

⎛−=⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛ −

∑=

Be

BVq kN/m2

qu = c2.Nc.Fcd.Fci + q.Nq.Fqd.Fqi + ½ .γ2.B’.Nγ.Fγd.Fγi

ø2 = 0° Nc = 5,14 Nq = 1,0 Nγ = 0,0 tan ø2 = 0 q = γ2.D = 18,85.(1,5 + 0,5) = 37,7 kN/m2

B’ = B – 2.e = 5,8 – 2.0,01 = 5,78 m Faktor kedalaman: karena D/B’ ≤ 1, maka

Fcd = 14,178,52.4,01

'.4,01 =+=+BD

Fqd = 1 + 2.tan ø2.(1 – sin ø2)2. 'BD = 1 + 0 = 1

Fγd = 1


6-18


Faktor inklinasi: °=⎟⎠

⎞⎜⎝

⎛=⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛∑

= −− 82,266,393

975,198tantan 11

VPhβ

Fci = Fqi = 493,090

82,26190

122

=⎟⎠⎞

⎜⎝⎛ −=⎟

⎠⎞

⎜⎝⎛ −

β

qu = 35.5,14.1,14.0,493 + 37,7.1.1.0,493 + 0 = 119,52 kN/m2

SF = 74,164,6852,119

max

==qqu < 3 … Tidak OK!

Untuk memperbesar SF stabilitas daya dukung, dapat dilakukan dengan memperbesar nilai kohesi tanah 2 dengan cara kompaksi tanah secara bertahap. Hasil yang diinginkan adalah nilai c2 = 65 kN/m2, sehingga:

qu = 65.5,14.1,14.0,493 + 37,7.1.1.0,493 + 0 = 206,04 kN/m2

SF = 001,364,6804,206

max

==qqu > 3 … OK!


6-19

PERENCANAAN GEDUNG PARKIR PADA BANDARA · PDF file... nilai α (faktor adhesi) didapat...

Documents

Transcript of PERENCANAAN GEDUNG PARKIR PADA BANDARA · PDF file... nilai α (faktor adhesi) didapat...