Optimum design of steel moment resisting frames

4 downloads 0 Views 9MB Size Report
Feb 1, 2010 - in Master “Design of Steel Structures” being scattered after the ...... stations, Railways, Retaining structures and walls, Roads, Tunnels, ...
  Optimum design of steel  moment resisting frames        PhD Thesis  2012     

Muhammad Tayyab Naqash   

    University 'G. d'Annunzio' of Chieti‐Pescara 

University 'G. d'Annunzio' of Chieti‐Pescara 

 

PhD Thesis submitted in partial fulfilment of the  requirements for the Degree of   Doctor of Philosophy  On  OPTIMUM DESIGN OF STEEL MOMENT RESISTING FRAMES   In 

XXV Cycle at the   Department of Engineering and Geology 

By 

Muhammad Tayyab Naqash      Ph.D. Supervisor Prof. Dr. Ing. G. DE MATTEIS 

   

Ph.D. Co‐Supervisor  Prof. Dr. Ing. A. DE LUCA 

University 'G. d'Annunzio' of Chieti‐Pescara 

 

University of Naples “Federico II” 

Ph.D. Coordinator  Prof. Dr. Ing. M. VASTA  University 'G. d'Annunzio' of Chieti‐Pescara 

(2012) 

 

UNIVERSITA’ DEGLI STUDI “G. d’Annunzio” Chieti-Pescara SCUOLA SUPERIORE “G. d’Annunzio” School of Advanced Studies

DOTTORATO DI RICERCA IN Progettazione e Ingegneria del sottosuolo e dell’ambiente costruito Curriculum: Structural Engineering

CICLO XXV

OPTIMUM DESIGN OF STEEL MOMENT RESISTING FRAMES PROCEDURE DI OTTIMIZZAZIONE PER IL DIMENSIONAMENTO DI TELAI IN ACCIAIO SISMORESISTENTI

Dipartimento di Ingegneria e Geologia Settore Scientifico Disciplinare ICAR/09

Dottorando

Coordinatore Prof.

Muhammd Tayyab Naqash

Prof. Nicola Sciarra Tutor Prof. Ing. Gianfranco De Matteis Co-Tutor Prof. Ing. Antonio De Luca

Anni Accademici 2010/2012

                      Naples 2012  

 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

ii 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Dedications  My parents (My beloved father and my mother): You being all my life, I cannot  overlooked the tough times together with you all the way through my life who  grown me up and who brought me to this stage. You deserve all my life. Higher  thanks to my Father who constantly did it for all my family. 

My old and new family: Thanks to all my family, to my brothers and my  sisters  for  allowing  me  to  rise  among  all  of  you.  It  could  never  be  possible without your prayers and efforts. Bundle of thanks to the family  of Mehwish Iqbal as well.  My  brother:  Whom  I  cannot  ignore  in  any  step.  You  are  not  only  a  brother  but  also  a  companion  with  me  who  support  me  like  a  father,  guide me like a friend and finally help me as a brother.  My grandfather and my grandmother: Though did not go to school, still  their  unlimited  love  and  prayers  support  me  always.  I  missed  my  grandmother  at  the  very  end  of  this  journey,  who  passed  away  on  11  Nov 2012. May Allah bless her soul with Peace. Ameen!  My uncles, my Aunties, and my cousins: 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

iii 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Acknowledgements  I  thank  Allah  THE  Almighty  for  making  my  dream  come  true.  His  ceaseless blessings are upon me. Simply, I do not deserve a lot for what I  am.  If I would like to write about my Ph.D. supervisor Professor Gianfranco  De Matteis, I do not have enough words to express my feelings for his  curiosity,  his  inspiration,  and  his  determined  enthusiasm  all  the  time  long during my stay in Ph.D. with him. He truly is a unique guide for me.  Kind  thanks  to  Dr.  Eng.  Giuseppe  Brando,  the  assistant  of  Prof.  De  Matteis for being beside whenever I need him. He really remained very  much helpful during my Ph.D. studies.  I am also indebted to my co supervisor Professor Antonio De Luca at the  University  of  Naples  “Federico  II”,  whose  passion  has  inspired  me  to  take  my  own  desires  always  seriously,  even  though  sometimes  he  is  hard but still he is a great personality with a unique character. Thanks to  the cooperation of Dr. Eng. Giuseppe Brandonisio, the assistant of Prof.  De Luca who always remained very close friend.  I would like to thank my family—my grandfather, my grandmother, my  father,  my  mother,  my  sisters  and  my  brothers—for  their  love  and  support  during  this  long  journey.  Artists  themselves,  they  have  always  encouraged  and  support  me  towards  excellence.  I  am  very  grateful  to  my fiancée Mehwish Iqbal whose patience and true love lead me to the  ending of my remaining research work more easily.  Special thanks to Prof. Elena Mele, Prof. Federico Massimo Mazzolani,  Prof.  Bruno  Calderoni,  Dr.  Eng.  Giuseppe  Brando,  Dr.  Eng.  Giuseppe  Brandonisio,  and  Dr.  Eng.  Antonio  Formisano  for  their  everlasting  cooperation with me during my stay in Naples. 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

iv 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

I  am  very  thankful  to  my  friends,  colleagues,  and  co‐workers  at  the  University  of  Naples:  Dr.  Eng.  Giuseppe  Brandonisio,  Eng.  Maurizio  Toreno,  Eng.  Giuseppe  Lucibello,  Dr.  Eng.  Carmine  Castaldo,  Eng.  Vincenzo Macillo, Eng. Tony De Lucia, Eng. Gian Maria Montuori, Eng.  Gianluca  Sarracco,  and  Arch.  Roberta  Fonti,  who  are  now  scattered  along  the  length  of  the  coast.  Without  their  company  and  their  coffee  and  launch  breaks,  I  would  have  been  lost.  How  I  can  forgot  Maurizio  Toreno who always helped me without any hesitation.  Many  thanks  to  my  colleagues  Arch.  Federica  D'Agostino  and  Arch.  Emanuela  Criber  at  the  University  of  Chiete  Pescara  for  helping  me  whenever I need them in Pescara.  My  special  friends  Habib  Rehman,  Kashif  Sarfraz,  Asif  Ahmed  (Chata),  Haiyl  Alrawi,  Shah  Faisal,  though  physically  not  with  me  but  still  they  support me by encouraging me all the time. I still remember my friends  in  Master  “Design  of  Steel  Structures”  being  scattered  after  the  completion.  I would also like to thank my Pakistani friends residing in Italy, Naveed  Ahmad, Adnan Daud, Waqar Ahmed, with special thanks to Salim Khoso  who  remains  very  close  to  me.  All  of  them  did  their  part  with  high  sincerity at Naples.  I started this long journey from IMS & C Shabqadar fort, entering with  GHS Battagram and then admitting in Pre‐engineering in NSDC Risalpur  Cantt,  with  the  graduation  from  QUEST  Nawabshah  and  with  Master  from University of Naples and ending with University of Chieti‐Pescara.  Therefore  I  am  thankful  to  all  those  whom  I  meet  throughout  all  my  academics with special thanks to my teachers who were busy doing it till  the end. 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 



Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Further,  I  humbly  thanks  to  Prof.  Zaheeruddin  Memon  at  QUEST  Nawabshah  and  General  Manager  Kamal  Afridi  at  Water  Management  Center at PPAF Islamabad, who always contributed in many ways.   Many  thanks  to  Dr  Naveed  Ahmad,  Asst.  Professor  at  the  Earthquake  Engineering  Center  of  UET  Peshawar  for  providing  me  useful  information on 1935 Quetta Earthquake.  In  the  end,  I  am  highly  grateful  to  the  Department  of  Structural  Engineering of University of Naples “Federico II”, for allowing me to stay  at  their  school  and  be  a  part  of  such  a  well‐known  scientific  group  in  Steel Structures all over the globe.  The Neapolitan coffee and Pizza …...” MANY THANKS TO NAPOLI” 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

vi 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Index  Motivation ............................................................................................................... 1  Thesis organisation ................................................................................................. 2  Abstract ................................................................................................................... 6  Highlights ................................................................................................................. 7  Keywords ................................................................................................................. 8  Publications and reports ......................................................................................... 9  1. 

INTRODUCTION AND OVERVIEW ON STEEL MOMENT RESISTING FRAMES . 11 

1.1.  General ..................................................................................................... 11  1.1.1.  Major earthquakes in Pakistan .................................................................... 14  1.1.2.  Seismic zonation of Pakistan ....................................................................... 17  1.1.  Steel in seismic zones ................................................................................ 18  1.1.1.  General ........................................................................................................ 18  1.1.2.  Mechanical properties of structural steel ................................................... 19  1.2. 

Philoshopical concepts ............................................................................... 22 

1.3.  Performance based design ......................................................................... 24  1.3.1.  General ........................................................................................................ 24  1.3.2.  PDB objectives and performance levels ...................................................... 24  1.3.3.  Performance Based Design steps ................................................................ 26  1.3.4.  PDB according to European and American codes ....................................... 28  1.4.  Seismic resistant steel structural systems ................................................... 30  1.4.1.  Moment resisting frames ............................................................................ 33  1.4.2.  Eccentric braced frames .............................................................................. 34  1.4.3.  Concentric braced frames ........................................................................... 36  1.5. 

Pros and cons of steel moment resisting frames ......................................... 37 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

vii 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

1.6. 

Modern building codes and their approach to seismic design ..................... 39 

1.7.  Overstrength and behaviour factors ........................................................... 40  1.7.1.  Local overstrength ....................................................................................... 40  1.7.2.  Global Overstrength .................................................................................... 42  1.7.3.  Behaviour factor .......................................................................................... 42  1.8.  Evaluation of behaviour factor ................................................................... 45  1.8.1.  General ........................................................................................................ 45  1.8.2.  Methods based on ductility factor theory ................................................... 45  1.8.3.  Methods based on extension of the results concerning the dynamic  inelastic response of simple degree of freedom systems .......................................... 46  1.8.4.  Methods based on the energy approach .................................................... 48  1.9. 

Structural characterization ......................................................................... 49 

1.10. 

General about behaviour factor ................................................................. 50 

1.11.  Ductility and its types ................................................................................ 52  1.11.1.  Achieving global ductility ........................................................................ 53  2. 

STATE OF THE ART ........................................................................................ 55 

2.1.  General ..................................................................................................... 55  2.1.1.  Capacity design and SCWB .......................................................................... 55  2.1.2.  Response modification factor, behaviour factor and overstrength factor .. 56  2.1.3.  Seismic code comparisons ........................................................................... 57  2.1.4.  Frame performance, non‐linear analysis, configurations and stiffness ...... 58  2.1.5.  NEHRP Provisions on overstrength factor ................................................... 59  2.1.6.  Ductility reduction factor ............................................................................ 60  2.1.7.  Previous Studies on ductility factors ........................................................... 62  2.1.8.  Redundancy factor ...................................................................................... 63  2.1.9.  Previous studies on redundancy factor ....................................................... 64  2.1.10.  NEHRP provisions on redundancy factor ................................................ 65  3.  3.1. 

INFLUENCE OF CONNECTIONS IN MOMENT RESISTING STEEL FRAMES ....... 66  Introduction .............................................................................................. 66 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

viii 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

3.2. 

Design approach ........................................................................................ 67 

3.3.  Requairments for structural behaviour ...................................................... 71  3.3.1.  Strength ....................................................................................................... 72  3.3.2.  Stiffness ....................................................................................................... 73  3.3.3.  Deformation Capacity .................................................................................. 73  3.4. 

Frame classification ................................................................................... 73 

3.5. 

Classification of joints ................................................................................ 75 

3.6. 

Frame verrsus connection behaviour ......................................................... 81 

3.7. 

Analysed substructure ............................................................................... 84 

3.8. 

Classfication as a basis for design ............................................................... 85 

3.9.  Strength design of connections .................................................................. 89  3.9.1.  Calculation of Bolt Tension .......................................................................... 90  3.9.2.  The Equivalent T‐stub concept .................................................................... 90  3.9.3.  Multiple Bolt Rows ...................................................................................... 91  3.10. 

Partial Strength Connections for Semi‐Continuous Framing ........................ 92 

3.11.  Plastic and elastic global analysis ............................................................... 93  3.11.1.  What makes a connection suitable? ....................................................... 94  3.12. 

Types of connections ................................................................................. 95 

3.13. 

T‐stub connections in steel ........................................................................ 97 

3.14.  EC3 approach for T‐stub connections ......................................................... 98  3.14.1.  Failure mechanisms ................................................................................ 98  3.14.2.  Effective length ....................................................................................... 99  3.15.  Description and calibration of the model ................................................. 101  3.15.1.  General ................................................................................................. 101  3.15.2.  Modelling .............................................................................................. 102  3.16. 

Numerical vs. experimental results .......................................................... 105 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

ix 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

3.17.  Parametric analysis .................................................................................. 106  3.17.1.  General ................................................................................................. 106  3.18. 

Numerical results ..................................................................................... 108 

3.19. 

Numerical versus Eurocode 3 results ........................................................ 113 

3.20. 

Aluminium T‐stub connections ................................................................. 119 

3.21. 

Failure mechanisms (EC9 k‐method) ......................................................... 120 

3.22.  Description and calibration of the model ................................................. 122  3.22.1.  General ................................................................................................. 122  3.22.2.  Modelling .............................................................................................. 123  3.22.3.  FEM sensitivity analysis ........................................................................ 125  3.23. 

Numerical vs. experimental results .......................................................... 127 

3.24.  Parametric analysis .................................................................................. 129  3.24.1.  General ................................................................................................. 129  3.24.2.  Numerical results .................................................................................. 131  3.25.  Comparison with Eurocode 9 results ........................................................ 133  3.25.1.  Effective length evaluation for aluminium T‐stubs ............................... 137  3.26.  4.  4.1. 

Conclusions ............................................................................................. 140  MAIN FEATURES OF THE U.S. CODES AND EUROCODES............................. 143  HISTORY of the codes ................................................................................. 143 

4.2.  Codes in the United States of America ..................................................... 144  4.2.1.  Seismological considerations ..................................................................... 144  4.2.2.  Evolution of code ....................................................................................... 145  4.2.3.  Main code specifications ........................................................................... 146  4.3.  History of main building codes in United States ........................................ 148  4.3.1.  IBC and ASCE 7 provisions ......................................................................... 150  4.3.2.  Seismic design prior to the blue book ....................................................... 150  4.3.2.1.  Standards from ANSI and ASCE ........................................................ 150 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 



Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

4.3.2.2. 

The 2005 AISC specification ............................................................. 150 

4.4.  Codes in Europe ....................................................................................... 151  4.4.1.  Seismological considerations ..................................................................... 151  4.4.2.  Evolution of code ....................................................................................... 152  4.4.3.  Main code specifications ........................................................................... 153  4.5. 

Eurocode 8 and AISC seismic provisions ................................................... 153 

4.6.  EUROCODE 3 and AISC LRFD approach ........................................................ 154  4.6.1.  European and American structural shapes................................................ 154  4.6.1.  Material ..................................................................................................... 155  4.7.  Synopsis of European and American codes ............................................... 156  4.7.1.  General ...................................................................................................... 156  4.7.2.  Synoptic tables .......................................................................................... 156  4.7.3.  Material overstrength in the two codes .................................................... 162  4.7.4.  Behaviour and response modification factor ............................................ 163  4.7.5.  Cross section limitations ............................................................................ 165  4.8. 

Capacity design rules ............................................................................... 168 

4.9.  Capacity design rules for MRFs ................................................................. 169  4.9.1.  Structural overstrength for MRFs .............................................................. 171  4.9.1.1.  Strong column weak beam concept in MRFs ................................... 173  4.9.1.2.  MRF beam to column joints ............................................................. 175  4.9.2.  ASCE 7‐10 Capacity Design Provisions ....................................................... 176  4.9.3.  AISC Capacity Design Provisions ................................................................ 177  4.10.  Desing rules: Synopsis (EC8 vs. AISC/ASCE) ............................................... 179  4.10.1.  High ductility: DCH vs. SMF ................................................................... 179  4.10.2.  Medium ductility: DCM vs. IMF ............................................................ 180  4.10.3.  Low ductility: DCL vs. OMF ................................................................... 183  4.10.4.  Elastic analysis ...................................................................................... 185  4.11.  Modelling for Analysis ............................................................................. 186  4.11.1.  Classification of frame response ........................................................... 186  4.11.1.1.  Frame Mechanisms .......................................................................... 186  4.12. 

Deformability requirements ..................................................................... 187 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

xi 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

4.12.1.  4.12.2.  5. 

Criteria for P‐Delta effects .................................................................... 187  Inter‐story drift criteria ......................................................................... 189 

STRUCTURAL ANALYSIS OF FRAMES ........................................................... 191 

5.1.  General ................................................................................................... 191  5.1.1.  Representation of response spectra ......................................................... 191  5.1.2.  Influence of different factors on spectra ................................................... 192  5.1.2.1.  Structural damping .......................................................................... 192  5.1.2.2.  Earthquake types ............................................................................. 192  5.1.2.3.  Effects of soil conditions .................................................................. 193  5.1.3.  Representation of seismic action .............................................................. 195  5.1.4.  Basic principles of conceptual design ........................................................ 196  5.1.5.  Importance classes and importance factors .............................................. 199  5.2.  Structural analysis ................................................................................... 199  5.2.1.  Modelling ................................................................................................... 199  5.2.2.  Accidental torsional effects ....................................................................... 200  5.2.3.  Torsional effects ........................................................................................ 200  5.2.4.  Combination of the effects of the components of the seismic action ...... 201  5.2.4.1.  Horizontal components of the seismic action .................................. 201  5.2.4.2.  Load combination procedures used in MRS analysis ....................... 202  5.2.4.3.  Accidental Torsion ............................................................................ 204  5.2.4.4.  Orthogonal Load Effects ................................................................... 204  5.2.4.5.  Vertical component of the seismic action........................................ 205  5.3.  Seismic analysis procedures ..................................................................... 205  5.3.1.  Main Characteristics .................................................................................. 205  5.3.2.  Methods of Analysis .................................................................................. 206  5.3.3.  Equivalent Static Analysis .......................................................................... 208  5.3.4.  Response spectrum analysis: modal response method ............................ 208  5.3.5.  Non‐linear static analysis: push‐over method ........................................... 209  5.3.5.1.  Traditional push‐over procedure ..................................................... 210  5.3.5.2.  Multimode load pattern of pushover procedure. ............................ 212  5.3.6.  Non‐linear dynamic earthquake analysis .................................................. 214  6.  6.1. 

RESEARCH MOTIVATION ............................................................................. 219  Need of research ..................................................................................... 219 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

xii 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

6.1.1.  6.1.2.  6.1.3.  6.1.4.  6.1.5.  6.1.6.  7. 

General ...................................................................................................... 219  Outcomes on the comparisons of European and American code ............. 219  Overstrength factor ................................................................................... 229  Behaviour factor ........................................................................................ 229  Drift limitations .......................................................................................... 229  General remarks on overstrength ............................................................. 230 

BUILDING CASE STUDIES ............................................................................. 233 

7.1. 

General ................................................................................................... 233 

7.2. 

Building description ................................................................................. 233 

7.3.  Analysed cases and results ....................................................................... 237  7.3.1.  General ...................................................................................................... 237  7.3.2.  Outcomes from the analysed cases ........................................................... 237  7.4.  8. 

Vertical Loads acting on frames................................................................ 243  DESIGN CRITERIA AND DESIGN RESULTS .................................................... 244 

8.1. 

Design criteria ......................................................................................... 244 

8.2. 

Profile properties ..................................................................................... 245 

8.3.  Nomenclature of frame members ............................................................ 245  8.3.1.  Beams profile matrix for combination 1 .................................................... 248  8.3.2.  Columns profile matrix for combination 1 ................................................ 250  8.3.3.  Beams profile matrix for combination 2 .................................................... 252  8.3.4.  Columns profile matrix for combination 2 ................................................ 254  8.3.5.  Beams profile matrix for combination 3 .................................................... 256  8.3.6.  Columns profile matrix for combination 3 ................................................ 258  8.3.7.  Beams profile matrix for combination 4 .................................................... 261  8.3.8.  Columns profile matrix for combination 4 ................................................ 263  8.3.9.  Beams profile matrix for combination 5 .................................................... 265  8.3.10.  Columns profile matrix for combination 5 ............................................ 267  8.3.11.  Beams profile matrix for combination 6 ............................................... 270  8.3.12.  Columns profile matrix for combination 6 ............................................ 272  8.3.13.  Beams profile matrix for combination 7 ............................................... 274 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

xiii 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

8.3.14.  8.3.15.  8.3.16.  8.3.17.  8.3.18.  8.3.19.  8.3.20.  8.3.21.  8.3.22.  8.3.23.  8.3.24.  9. 

Columns profile matrix for combination 7 ............................................ 276  Beams profile matrix for combination 8 ............................................... 278  Columns profile matrix for combination 8 ............................................ 280  Beams profile matrix for combination 9 ............................................... 283  Columns profile matrix for combination 9 ............................................ 285  Beams profile matrix for combination 10 ............................................. 287  Columns profile matrix for combination 10 .......................................... 289  Beams profile matrix for combination 11 ............................................. 291  Columns profile matrix for combination 11 .......................................... 293  Beams profile matrix for combination 12 ............................................. 295  Columns profile matrix for combination 12 .......................................... 297 

ASSESSMENT OF FRAMES USING PUSHOVER ANALYSIS ............................ 301 

9.1. 

Non‐Linear static analysis (Pushover analysis) .......................................... 301 

9.2. 

Process of non‐linear static analysis ......................................................... 302 

9.3. 

Force deformation relationships .............................................................. 303 

9.4.  FEMA 356 acceptance criteria .................................................................. 304  9.4.1.  Primary and secondary elements and components .................................. 305  9.4.2.  Deformation‐controlled and force‐controlled behavior ........................... 306  9.5. 

Beam & Column local slenderness and members capacities...................... 309 

9.6. 

Pushover analysis using FEMA procedure ................................................. 314 

9.7. 

Nomenclature and indications of the factors ............................................ 317 

9.8. 

Response  parameters of pushover .......................................................... 319 

9.9. 

Moment resisting Frames ........................................................................ 320 

10.  OUTCOMES FROM THE ANALYSED FRAMES ............................................... 323  10.1.  General ................................................................................................... 323  10.1.1.  Basic pushover curves ........................................................................... 323  10.1.2.  Pushover curves normalised to Vy : (∆u/∆y) ........................................... 327 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

xiv 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

10.1.3.  10.2. 

Pushover curves normalised to Vd: (∆u/∆d) ........................................... 331 

overstiffness of the analysed frames ........................................................ 335 

10.3.  overstiffness of the analysed frames ........................................................ 338  10.3.1.  Overstiffness for combination 1, 2 and 3 ............................................. 338  10.3.2.  Overstiffness for combination 4, 5 and 6 ............................................. 339  10.3.3.  Overstiffness for combination 7, 8 and 9 ............................................. 340  10.3.4.  Overstiffness for combination 10, 11 and 12 ....................................... 341  10.3.5.  General on elaboration of results ......................................................... 342  10.4. 

Ductility factor ∆/∆y ............................................................................... 343 

10.5. 

Reserve overstrength from pushover analysis .......................................... 345 

10.6. 

Actual behaviour factor (qu,) ................................................................... 347 

10.7. 

Calculated overstrength (calc) ................................................................. 349 

10.8. 

Elastic overstrength (E) .......................................................................... 351 

10.9. 

Redundancy factor () ........................................................................... 353 

10.10. 

Global overstrength (E,) ................................................................... 355 

10.11. 

Alpha critical (CR) ............................................................................... 357 

10.12. 

Fundamental period (T in sec) ............................................................. 359 

10.13. 

Weight of frames (in kN) ..................................................................... 361 

10.14. 

Overstriffness (k) .............................................................................. 363 

10.15. 

Normalised base shear w.r.t weight (Vu/Ns Wt) .................................... 365 

10.16. 

Damageability ( = VΩ/Velastic) .............................................................. 367 

10.17. 

Fundamental period Normalised to code period .................................. 369 

10.18.   

Pushover global overstrengths normalised to the codified overstrength 371 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

xv 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

10.19. 

Reserve overstrength from codified formulations (q_code) ................... 373 

11.  CONCLUSIONS AND OPTIMIZATION RULES ................................................ 375  11.1.  Concluding remarks ................................................................................. 375  11.1.1.  Behaviour factor of Eurocode: .............................................................. 375  11.1.2.  Interstorey drift limitations of Eurocode 8 ........................................... 376  11.1.3.  Overstrength factor of Eurocode 8 ....................................................... 377  11.1.4.  Fundamental period ............................................................................. 378  11.1.5.  Overstiffness ......................................................................................... 378  11.2.  Proposed Methodology (Optimization rules) ............................................ 378  11.2.1.  Damageability and ductility .................................................................. 378  11.2.2.  Ductility classes ..................................................................................... 379  11.2.3.  Damage limitation criteria .................................................................... 381  11.3. 

Negotiation between damageability and ductility .................................... 381 

11.4. 

Proposed overstrength factors ................................................................. 384 

11.5.  Proposed rules ......................................................................................... 385  11.5.1.  Steps for applicability of the proposed rules ........................................ 389  Future studies ....................................................................................................... 390  References ........................................................................................................... 391  Appendix A: Notations ........................................................................................ 407  Appendix B: List of Figures .................................................................................. 412  Appendix C: List of Tables ................................................................................... 427  Appendix D: List of Equations ............................................................................. 441  Appendix E: Unit Conversions ............................................................................. 446  Appendix F: Material Constants .......................................................................... 447  Appendix G: American standards steel grades ................................................... 448 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

xvi 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Appendix H: European standards steel grades ................................................... 449  Appendix I: Miscellaneous and Thumb rules ...................................................... 450  Printed and soft copies ....................................................................................... 451  Distribution ......................................................................................................... 452  Author’s vita ......................................................................................................... 453 

 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 



Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Motivation  Devastating  earthquakes  has  strong  impacts  on  the  society.  It  is  a  major  natural  cause  of  destruction,  associated  mainly  to  the  type  of  material  employed in the building construction e.g. stone masonry, etc. Such causes are  also  due  to  the  adopted  seismic  load  resisting  system.  In  Pakistan,  steel  buildings  with  masonry  infill  has  performed  splendidly  in  1935  Quetta  earthquake in the past. The 1935 Quetta earthquake devastated almost whole  the city with 30,000 causalities. Presently, the trend of use of steel as building  construction  material  is  not  common,  which  might  due  to  the  deficiency  of  domain in such field.  Before the independence of Pakistan in 1947 from the British, structures that  were  designed  after  the  1931  Earthquake  by  Eng.  Kumar  resisted  the  1935  Quetta earthquake without damage. These structures had evidenced that with  a  modest  design  of  steel  structures,  life  safety  can  be  assured  in  such  earthquakes. Therefore, it is promising and true that these structures could be  life saviour in future expected large earthquakes; Instead, of such recognition,  steel building structures rarely constructed in Pakistan.  The  current  research  work  is  highly  motivating  because  Pakistan  is  a  high  seismic  zone;  the  October  2005  earthquake  is  a  clear  example.  Further,  it  is  believed  and  recommended  by  the  design  community  that  steel  structures  perform well in seismic regions, especially moment resisting frames. Therefore,  it  is  of  high  interest  to  apply  such  advance  engineering  in  Pakistan,  using  the  modern  building  codes  approaches.  Hence,  the  presented  research  activity  aims to allow the use of structural steel in the country and give awareness to  the interested and involved technicians.  Another encouraging motivation is the adoption or the background of official  seismic  code  for  steel  structures  in  Pakistan  and  therefore  the  possible  developments  in  the  presently  recommended  code.  This  research  work  emerged  from  the  study  and  critics  on  American  codes  (AISC/ASCE)  and  Eurocodes  and  highlighted  the  inconsistencies  in  the  two  codes  in  term  of  philosophical concepts and procedures. 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 



Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Thesis organisation  The  doctorate  thesis  “Optimum  Design  of  Steel  Moment  Resisting  Frames”  composed  of  11  chapters,  in  which  as  usual  Chapter  No.  1  is  related  to  introduction  and  Chapter  No.  11  to  concluding  remarks.  Generally,  the  thesis  deals  with  the  wide  field  of  Steel  Moment  Resisting  Frames  (SMRF).  It  starts  with the introduction to the steel MRFs in chapter 1, where basic of MRFs are  presented including some code philosophy for the use of behaviour factor and  overstrength factor. This is followed by Chapter No. 2, in which a brief state of  the art is presented. In the state‐of‐art, previous studies dealing with the MRFs  are  referenced.  The  issue  of  connections  are  addressed  in  Chapter  3  with  special  emphasis  on  T‐stub  connections.  Chapter  No.  4  is  interesting  where  comparison of the most modern codes related to the design of Steel moment  resisting frames is presented. Chapter No. 5 deals with the modelling and type  of  analysis  that  are  prescribed  in  Eurocode  8.  In  Chapter  No.  6,  the  critical  discrepancies  of  Eurocode  8  and  AISC/ASCE  for  the  design  of  steel  moment  resisting frames are addressed. Chapter No. 7, dealt with the case studies that  are  adopted  for  the  analysis  and  design  of  MRFs  following  Eurocodes.  Here  useful combinations are adopted such that useful information can be collected,  like  the  effect  of  overstrength,  overstiffness  etc.  Chapter  No.  8,  the  applied  gravity  loads  are  estimated  on  the  frames  and  the  designed  profiles  are  reported. In Chapter No. 9, FEMA procedure for pushover analysis is described  in  detail,  and  in  Chapter  No.  10,  all  the  assessment  of  the  design  frames  through  FEMA  acceptance  criteria  is  provided.  The  results  of  all  12  combinations  from  pushover  analysis,  which  comprised  of  144  cases,  are  elaborated  carefully  in  this  chapter  as  well.  Chapter  No.  11,  deals  with  the  conclusions  and  the  thumb  rules  for  the  optimization  of  moment  resisting  frames.  In  Chapter  No.  1,  named  as  “Introduction  and  overview  on  steel  moment  resisting frames”, presents some the need of steel MRF in seismic zones, some  major  earthquakes  like  1935  Quetta  earthquake  and  2005  Kashmir  earthquakes  are  also  presented.  Then  some  basic  philosophical  concepts  are  given.  Various  conventional  seismic  resistant  steel  structural  systems  that  include  Moment  resisting  frames,  Eccentric  braced  frames  and  Concentric  braced  frames  are  illustrated.  The  advantages  of  steel  MRFs  are  drawn.  The  ductility  concept is then presented which is the approach of modern building  codes.  In  order  to  achieve  ductility,  the  overstrength  factors  i.e.  Local  overstrength and Global Overstrength are also discussed. The historic review of  behaviour  factor  and  the  simplified  method  for  the  evaluation  of  behaviour 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 



Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

factor    that’s  is  for  example  based  on  ductility  factor  theory,  or  based  on  extension  of  the  results  concerning  the  dynamic  inelastic  response  of  simple  degree of freedom systems and which are based on the energy approach are  presented  and  illustrated.  Some  attention  is  drawn  to  the  structural  characterization and at the end; general remarks are given for behaviour factor  (ductility) and its types.  Chapter  No.  2,  named  as  “State  of  the  art  review”,  where  previous  work  related to the research on MRFs is described. The most common topic that are  important for such lateral load resisting system are Capacity design and SCWB,   Response  modification  factor,  behaviour  factor  and  overstrength  factor,  Seismic  code  comparisons,  connections  and  panel  zone  influence,  Frame  performance,  non‐linear  analysis,  configurations  and  stiffness,  all  the  related  research  is  discussed  in  this  chapter.  In  addition,  NEHRP  Provisions  on  overstrength factor is provided here. Some concept on the ductility reduction  factor and previous studies on ductility factors, redundancy factor, and NEHRP  Provisions on redundancy factor are discussed as well.  In Chapter No. 3, “Influence of connections in moment resisting steel frames”  reported.  The  classification  of  joints  with  respect  to  strength  and  stiffness  is  given. The T‐stub component is examined which represent the most important  part  in  a  moment  connection.  T‐stub  behaviour  is  examined  both  with  steel  and  aluminium  material.  Very  interesting  outcomes  are  presented  when  the  influence of pitch of bolts and thickness of flange on effective length of T‐stub  are examined.  Chapter  No.  4,  is  related  to  “Main  features  of  the  U.S.  code  and  Eurocodes”.  Therefore  brief  history  of  these  codes  is  provided.  The  progress  in  seismic  design codes and the evolution of seismic code in United States of America and  in Europe are mentioned. The seismological considerations, the evolution and  the  main  code  specifications  are  also  provided.  Some  paragraphs  on  building  codes in United States and the current provisions, IBC and ASCE 7 (1998‐2009)  and seismic design prior to the blue book (1927‐1959) is illustrated as well. The  most  interested  part  of  this  chapter  is  the  general  comparisons  on  European  and  American  codes,  where  some  synoptic  tables  are  provided  for  both  the  codes. The deformability concepts in the two codes are also prescribed in this  chapter.  Chapter No. 5, “Structural analysis of frames”  firstly deals with the seismic  actions,  response  spectra,  Representation  of  seismic  action,  modelling,  accidental torsional effects and combination of the effects of the components  of  the  seismic  action.  Then  seismic  analysis  procedures  and  methods  of 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 



Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Analysis,  for  example:  equivalent  static  analysis,  response  spectrum  analysis,  non‐linear  static  analysis  (Pushover  analysis)  and  non‐linear  dynamic  analysis  are discussed. 

Chapter  No.  6,  “Research  motivation  “is  related  to  the  previous  criticism  on  the  European  and  American  codes,  that  were  carried  out  previously  is  described.  These  are  mostly  related  to  the  outcomes  on  the  comparisons  of  European  and  American  code,  overstrength  factor,  behaviour  factor  and  drift  limitations  Chapter No. 7, “Building case studies” is based on the previous chapter no. 5.  In this chapter case study is developed that is based on several combinations,  with q =6.5 (combination 1, 2 and 3), q =4.0 (combination 4, 5 and 6), q =3.0  (combination 7, 8 and 9) and q =2.0 (combination 10, 11 and 12). These cases  are related to different number of storeys and several numbers of bays. These  cases  are  analysed  for  all  the  drift  limits  as  given  by  EC8.  All  these  combinations give rise to 144 cases. Then the Loading (gravity and imposed) on  5 bay frames, 6 bay frames, 7 bay frames and 9 bay frames are shown.   Chapter  No.  8,  “Design  criteria,  and  design  rules”  deals  the  assumed  design  criteria  and  the  outcomes  in  terms  of  design  results.  All  the  profiles  (Beams  and columns) obtained from the design are tabulated in this chapter.  Chapter No. 9, “Assessment of frame (Pushover analysis)” deals with the Non‐ linear static analysis (Pushover analysis). The Assessment of frames using FEMA  356 acceptance criteria for Primary and secondary elements and components,  deformation‐controlled  and  force‐controlled  behavior  are  illustrated.  Then  Beam  &  Column  Members  capacities  are  provided  for  some  European  cross  sections.  Here  the  Nomenclature  and  indications  of  the  factors  and  the  response parameters of pushover are provided  Chapter  No.  10,  deals  with  the  results  of  Pushover  analysis  of  the  designed  frames. Here the results are elaborated carefully and are presented in the form  of  tables,  graphs  and  histograms  for  all  the  analysed  and  designed  combinations.  These  contains:  ductility  factor  (∆/∆y),  reserve  overstrength  (q),  actual  behaviour  factor  (qu,),  calculated  overstrength  (calc),  elastic  overstrength  (E),  Redundancy  factor  (),  Global  overstrength  (E,)  ,  Alpha  critical (CR), fundamental period (T in sec), Weight (in kN), overstiffness (k),  normalised base shear w.r.t weight (Vu/Wt), damageability VΩ/Velastic () and   fundamental  period  normalised  to  code  period.  For  each  bay  width  set  of  graphs and a set of histograms are provided.  Lastly, in” Chapter No. 11 “Conclusions and the optimization rules for optimum 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 



Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

design  of  MRFs”,  the  general  conclusions  and  the  optimization  rules  are  presented.   

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 



Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Abstract  Previously,  Eurocode  8  and  American  codes  were  examined  with  the  help  of  several  case  studies  using  short  and  long  span  moment  resisting  frames.  The  influences of the capacity design rules of the two codes are examined. Based  on  the  observations,  the  current  thesis  deals  with  the  diagnosis  of  the  discrepancies  presented  in  the  design  procedure  of  Eurocode  8,  in  order  to  optimally  design  steel  moment  resisting  frames.  Hence  a  parametric  study  is  developed  that  deals  with  the  seismic  design  of  perimeter  steel  moment  resisting frames of 9, 7 and 5 storeys with several span lengths (9.15m, 7.63m,  6.54m and 5.08m) designed according to Eurocode 8. Total 144 cases of steel  moment resisting frames are managed; these are initially design using Ductility  Class  High  (DCH)  with  behaviour  factor  of  6.5  and  Ductility  Class  Medium  (DCM)  with  behaviour  factor  of  4.0.  These  frames  are  also  designed  for  DCL  with behaviour factor of 2.0 according to EC3 where capacity design rules are  eliminated  and,  further  an  additional  case  has  been  examined  in  order  to  examine  the  optimum  design  also  compatible  with  the  all  Eurocode  8  recommended  drift  limitations,  it  is  comprised  of  q  equals  3.0.  The  designed  frames therefore make able to shed light on the drift limitations of Eurocode 8.  The results and the outcomes are elaborated carefully and the pros and cons of  the  design  criteria  and  the  influence  of  drift  criteria  on  the  capacity  design  rules  of  Eurocode  8  for  the  designed  frames  are  analysed  and  criticised.  In  order to see the differences in design of the adopted ductility classes, the base  shear  are  normalised  with  respect  to  the  weight  of  each  frame.  The  frame  performances are measured in terms of overstrength and redundancy factors,  strength  demand  to  capacity,  drift  demand  to  capacity  ratios  and  normalised  base  shear  with  respect  to  the  weight  of  the  frame  thus  allowing  interesting  conclusions  to  be  drawn.  The  conclusion  is  followed  by  optimisation  rules,  where thumb rules are provided in order to optimally use the code behaviour  factor  with  a  defined  drift  limit.  The  influence  of  connections  in  Moment  resisting  frames  is  highlighted  as  well  with  specific  emphasises  on  T‐stub  connections. Parametric analysis are performed both for steel and aluminium  T‐stub  connections  and  the  influence  of  different  geometric  parameters  are  investigated  to  examine  the  ultimate  strength  of  T‐stub  connections  and  the  corresponding effective length. 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 



Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Highlights  o

Introduction to Moment resisting frames is addressed 

o

State of the art of the related topics is written  

o

Connection  of  moment  resisting  frames  are  highlighted  with  special  emphasis on T‐stub connections in metal structures 

o

Comparison of the most modern seismic codes is US and UE is drawn 

o

Case studies (144 moment resisting frames) are analysed and designed 

o

FEMA pushover procedure is described 

o

All the cases are analysed through the use of Pushover analysis 

o

Results are carefully elaborated in term of various outcomes 

o

Conclusions is drawn for various parameters that includes, drift limits,  overstrength factors and behaviour factor in Eurocode 8  

o

Design optimization rules are presented for the optimum use of code  limits 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara  Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Keywords  Seismic codes,  Moment resisting steel frames,  Seismic resistance,  Pushover analysis,  Drift limitations,  Behavioural factor,  Ductility classes,  Overstrength,  Ductility class,  Optimization rules,  Connections in MRFs,  T‐stub, 



University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 



Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Publications and reports   

[1].

M.  T.  Naqash,  G.  De  Matteis,  and  A.  De  Luca,  2012,  Critical  overview  on  the  seismic  design  of  steel  Moment  Resisting  Frames,  In  45th  IEP  convention, Karachi. 

[2].

G.  De  Matteis,  M.  T.  Naqash,  G.  Brando,.  2012,  Effective  length  of  aluminium  T‐stub  connections  by  parametric  analysis.  Engineering  Structures, 2012. 41: p. 548‐561. 

 

[3].

M. T. Naqash, G. De Matteis, and A. De Luca, 2012, Seismic design of  Steel Moment Resisting frames‐European versus American Practice. In  NED  University  Journal  of  Research,  Thematic  Issue  on  Earthquake,  2012. 

[4].

M. T. Naqash, G. De Matteis, and A. De Luca, .2012, Effect of Capacity  design  rules  on  the  performance  of  Moment  resisting  frame  in  15th  World  Conference  on  Earthquake  Engineering,  September  2012,  Lisbon, Portugal. 

 

[5].

M. T. Naqash, January 2012, Second year annual defence report on a):  T‐stub connections, Parametric analysis for the evaluation of effective  width  b):  Seismic  design  of  steel  Moment  resisting  frames  (MRFs):  European Versus American Practices. 

 

[6].

M.  T.  Naqash,  2012,  Research  project  in  RELUIS  2010‐13,  Technical  report, “Optimum design of Moment Resisting Steel Frames according  to  Eurocode  8,  Under  (Riferimento  codice  selezione  84/2012‐  Dipartimento Ingegneria e Geotecnologie). 

 

[7].

G. De Matteis, M. T. Naqash, G. Brando,. 2011, Parametric Analysis of  Welded  Aluminium  T‐Stub  Connections,  in  B.H.V.  Topping,  Y.  Tsompanakis,  (Editors),  "Proceedings  of  the  Thirteenth  International  Conference  on  Civil,  Structural  and  Environmental  Engineering  Computing",  Civil‐Comp  Press,  Stirlingshire,  UK,  Paper  162,  2011.  doi:10.4203/ccp.96.162. 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

10 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[8].

G.  De  Matteis,  M.T.  Naqash,  G.  Brando,  2011,  Aluminium  T‐stub  connections:  additional  parametric  analysis  for  the  evaluation  of  effective  width,  in  XXIII  Italian  steel  conference.  2011.  Lacco  Ameno,  Ischia, Naples. 

 

[9].

M.  T.  Naqash,  G.  De  Matteis,  A.  De  Luca,  2011,  European  versus  American practice for seismic design of steel moment resisting frames  (MRFS),  in  XXIII  Italian  steel  conference.  2011.  Lacco  Ameno,  Ischia,  Naples. 

  [10].

M. T. Naqash, January 2011, First year annual defence report on a): The  influence of joints on metal structures b): Investigation and comparison of  the  Design  methodologies  for  steel  lateral  load  resisting  structures  following AISC and Eurocode approaches c): Interpretation of Aluminium  Beam to Column Joint behaviour considering EC3 provisions.

[11]. M. T. Naqash, December 2010, annual report on Influence of Connections 

on metal Moment Resisting Frames resisting frames following Eurocodes  and American codes provisions Assegni Regionali per Attivita Di Ricerca E  Tecnico‐Scientifiche  (Re.C.O.Te.S.S.C.).  Research  activity  financed  by  Re.C.O.Te.S.S.C. [12]. M. T. Naqash, 2009, Atelier 1 report “Design of Industrial building”, in II  Level Master “Design of Steel Structures”, University of Naples “Federico  II”, Naples. [13]. M. T. Naqash, 2009, Atelier 2 report “Design of multi‐storey building”, in  II  Level  Master  “Design  of  Steel  Structures”,  University  of  Naples  “Federico II”, Naples. [14]. M.  T.  Naqash,  G.  De  Matteis,  and  A.  De  Luca,  2012,  Seismic  design  of  steel Moment Resisting Frames according to seismic codes, IN REVIEW. [15]. M.  T.  Naqash,  G.  De  Matteis,  and  A.  De  Luca,  2012,  Optimum  seismic  design  of  steel  moment  resisting  frames:  negotiation  between  ductility  and damageability, IN REVIEW

1.

CHAPTER

  1 

INTRODUCTION AND OVERVIEW ON  STEEL MOMENT RESISTING FRAMES  1.1. GENERAL  Pakistan is situated in a seismic‐prone zone and merely the past Earthquakes  demonstrates  its  impact.  The  Pakistan‐Kashmir  earthquake  “magnitude  7.6”  occurred  on  8th  October  2005  at  the  foothills  of  the  Himalayas  had  been  a  devastating earthquake that took a heavy toll of more than 80,000 people. It is  believed  that,  Muzaffarabad,  Balakot  and  Bagh  districts  of  Kashmir  are  underdeveloped  are  as  therefore,  the  range  of  destruction  in  such  regions  is  logical,  but  it  was  quite  alarming  and  unimaginable  to  see  the  collapse  of  Margalla  Tower  (as  evident  from  Figure  1)  in  the  federal  capital  Islamabad;  a  modern  city  with  newly  constructed  infrastructure.  In  order  to  prevent  such  disasters  in  future  (remedy  measure  apart  from  the  quality  of  construction  with  different  methods  and  materials  of  construction)  special  techniques  should be adopted.  The use of ductile material such as steel might be very effective in such seismic  zones  if  employed  for  conventional  seismic  load  resisting  systems,  such  as  moment resisting steel frames. 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

12 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 1: Site of the Margalla Towers in Islamabad collapsed during the 2005  earthquake 

Italy duly devotes energy and resources to the study of seismicity and seismic  hazard as it is a high‐seismic Country. The seismic zones in Italy are shown in  Figure 2 [1, 2]. Although not Like Pakistan, being a developed country but still  Italy's  worst  earthquake  in  30  years  hit  Abruzzo’s  rough  mountains  at  mid  night,  killed  more  than  150  people,  and  demolished  exceptional  ancient  buildings  (most  of  them  are  churches).  More  than  50,000  people  were  homeless in L’Aquila, 70 miles east of Rome. Since, the use of structural steel  for  building  construction  is  not  so  common  in  Italy;  therefore,  it  would  be  interesting  and  therefore  fruitful  to  increase  the  trend  of  construction  of  building with structural steel.  In  the  late  19th  and  early  20th  centuries,  engineers  have  accepted  that  steel  structures  have  performed  extremely  well  compared  with  structures  constructed  of  other  types  of  construction  materials.  Numerous  factors  have  contributed  to  the  growth  of  this  market,  and  in  the  World,  generally  favourable  performance  of  steel  buildings  in  earthquakes  prior  to  1994,  no  doubt, played a significant role. 

Chapter No. 1: Introduction and overview on seel moment resisting frames 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

13 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 2: Seismic zoning map of Italy 

Specifically,  four  huge  earthquakes  in  California  and  Japan  (San  Francisco,  Kanto, Santa Barbara and Long Beach) gave engineers confidence in steel as a  reliable material for seismic resistant design being steel a strong, lightweight,  tough  and  ductile  material.  Consequently,  it  is  capable  to  dissipate  a  huge  amount  of  energy  due  to  its  high  ductility,  representing  itself  as  an  ideal  material  for  using  as  a  building  material  in  seismic  zones.  During  the  aforementioned  four  seismic  events,  compared  with  other  building  material  like concrete and masonry buildings of similar size and scale, fewer problems  and less unreliable mechanisms were observed in steel structures [3, 4].  The  concept  of  building  steel  structures  to  resist  seismic  events  in  the  high  seismic  zones  of  Pakistan  is  very  poor  and  most  of  the  buildings  are  made  of  concrete and masonry. The presented research work would be valuable for the  Country where few numbers of experts are working on steel structures and its  Chapter No. 1: Introduction and overview on seel moment resisting frames 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

14 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

design. The importance of building standards to be used in the seismic zones of  Pakistan can also be highlighted and the confidence level of the designers for  the  use  of  code  adopted  as  the  national  code  of  the  country  might  be  increased  due  to  the  deep  understanding  and  critics  of  the  codes  (European  and American). 

1.1.1. Major earthquakes in Pakistan  The major earthquakes that occurred in Pakistan are mentioned below:  o

In 1935 at 05 30 ‐ Quetta, Pakistan ‐ M 7.5 Fatalities 30,000 

o

In 1945 at 11 27 ‐ Makran Coast, Pakistan ‐ M 8.0 Fatalities 4,000 

o

In 1974 at 12 28 ‐ Northern Pakistan ‐ M 6.2 Fatalities 5,300 

o

In 2005 at 10 08 – Kashmir Pakistan ‐ M 7.6 Fatalities 86,000 

o

In 2008 at 10 28 ‐ Pakistan ‐ M 6.4 Fatalities 166 

o

In 2011 at 01 18 ‐ Pakistan ‐ M 7.2 Fatalities 3 

In  the  following,  only  the  1935  Quetta  earthquake  and  the  2005  Kashmir  earthquake  are  mentioned.  These  two  earthquakes  are  the  most  devastating  among  all  in  term  of  the  death  toll,  damages  and  collapse  of  structures.  In  general steel buildings are normally not constructed in Pakistan, although the  huge  earthquake  that  occurred  in  the  City  of  Quetta  (Capital  of  Baluchistan  province)  on  May  31  1935  at  local  time  3:03AM  [5‐7],  some  pictures  demonstrated  the  behaviour  and  the  response  of  steel  structures.  This  earthquake  had  a  magnitude  of  about  7.7,  at  a  depth  about  couple  of  kilometres, with shaking caused by the earthquake lasted for about 120 sec.  Devastating Earthquakes has strong impacts on the society, which is due to the  main cause of construction material, e.g. stone, masonry or concrete buildings,  etc.  In  Pakistan,  steel  buildings  with  masonry  infill  have  performed  better  in  the  1935  Quetta  earthquake,  which  devastated  almost  whole  city  of  Quetta.  These building proved that even a modest design of steel structures saved lives  in such earthquakes, which proves that these structures could be life saviour in  future  expected  large  earthquakes,  nevertheless  steel  buildings  rarely  constructed despite of their excellent performance [8].

Chapter No. 1: Introduction and overview on seel moment resisting frames 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

15 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 3: Some undamaged steel structures in 1935 Quetta Earthquake 

Structures  designed  following  the  recommendation  of  Kumar  withstood  the  1935  Quetta  earthquake  without  damage  (see  Figure  3).  The  structure  form  consisted of iron–rail frame provided with fired brick masonry infill in cement  mortar, roof steel truss, and CI‐sheet roofing [7, 9, 10]. The earthquake of 1931  in Mach and 1935 in Quetta demonstrated an interesting development in the  history of earthquake engineering in India (currently Pakistan). The earthquake  of August 1931 in Mach in Baluchistan the largest of which was over magnitude  7  is  of  interest  here.  In  this  earthquake,  the  most  highly  engineered  construction  in  the  region  and  the  railroad  system  had  significant  damage.  After  this  earthquake  Kumar,  a  young  engineer  working  for  the  railroad  was  tasked  for  designing  new  earthquake  resistant  quarters  (dwellings)  for  displaced railroad employees.  In  1933,  Kumar  published  some  recommendations  on  earthquake  resistant  constructions which included seismic zonation map of India and a variation in  seismic  ratio  from  5%  to  15%,  depending  on  both  the  seismic  zone  and  the  importance of the structure [10]. As mentioned by Reitherman [10‐12], Kumar was aware of the earlier work in  Japan  on  the  seismic  ratio  method,  illustrating  how  influential  that  work  was  elsewhere.  Reminiscent  of  the  preference  of  Naito  for  steel‐reinforced‐ concrete  was  Kumar’s  advocacy  of  a  steel  frame  embedded  in  concrete  or  in  masonry to reduce the cost. Actually, his first design incorporated iron rather  than  steel  frames,  because  he  used  iron  rails  that  were  available  within  the  railroad system at a time when steel rails were being phased in. Kumar devised  connection  details  to  use  the  rails  for  columns,  beams,  and  roof  truss  members.  Two  other  aspects  of  this  account  of  early  Indian  earthquake  engineering  are  similar  to  the  story  of  Tachu  Naito  and  the  1923  Kanto  Earthquake.  Kumar  did  not  only  design  buildings  with  a  particular  seismic  design method and lay out, the theory of his approach was published prior to 6  earthquakes,  in  addition  Kumar’s  buildings  were  soon  tested  by  a  major  earthquake in 1935. 

Chapter No. 1: Introduction and overview on seel moment resisting frames 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

16 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 4: Structural damages of buildings caused by 1935 Quetta earthquake, built  from material other than steel 

In  the  magnitude  8  Quetta  Earthquake  on  May  30,  1935  was  a  huge  disaster  that killed 30,000 people nevertheless Kumar’s buildings performed very well  compared to the others in the vicinity which were badly damaged or collapsed.  In  India,  the  1935  Quetta  Earthquake  marks  the  start  of  the  first  seismic  regulations in the building code, an effect comparable to that of the Hawke’s  Chapter No. 1: Introduction and overview on seel moment resisting frames 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

17 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Bay  Earthquake  on  construction  standards  in  New  Zealand.  Figure  4,  shows  some  damaged  structures  after  1935  Quetta  earthquake,  these  were  constructed from material other than steel. It included out–of–plane failure of  walls  in  vertical  bending  and  at  building  corners,  complete  collapse  of  structures,  out–of–plane  failure  of  structural  and  non–structural  elements  at  the  upper  floors  most  probably  due  to  structure  and  floor  amplified  ground  motions. 

1.1.2. Seismic zonation of Pakistan  Since  Pakistan  is  a  developing  Country,  therefore  the  past  quakes  strongly  influence the infrastructure in the corresponding areas and cause huge number  of  casualties  and  high  damage  to  the  building  structures  in  particular,  and  to  highways  and  transportation  in  general.  Building  Code  of  Pakistan  (BCP)  with  the  aid  of  “UBC‐97”  [13];  is  the  recommend  reference  code  adopted  in  the  country  which  is  recommended  by  Earthquake  Reconstruction  and  Rehabilitation  Authority  [14]  for  the  design  of  structures.  The  five  seismic  zones as shown in Figure 5 are adopted by BCP, mentioned in Table 1. 

Figure 5: Seismic zoning map of Pakistan    Chapter No. 1: Introduction and overview on seel moment resisting frames 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

18 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 1: Seismic zonation in Pakistan  S.  No  1  2  3  4  5 

Seismic  zone  1  2A  2B  3  4 

Horizontal Peak Ground  Acceleration  0.05 to 0.08g 0.08 to 0.16g 0.16 to 0.24g 0.24 to 0.32g >0.32g

Damage  cost  Low Negligible  Low  Minor Medium  Moderate  Moderate  Large Sever High  Sever Collapse Huge 

Hazard 

Damage 

NOTE: Where “g” is the acceleration due to gravity. The acceleration values are for Medium hard rock (SB)  site condition with shear wave velocity (vs) of 760 m/sec. 

1.1.

STEEL IN SEISMIC ZONES  1.1.1. General 

In many ways structural steel represent itself as an ideal material for the design  of  earthquake‐resistant  structures.  It  has  distinct  capabilities  compared  to  other  construction  materials  such  as  reinforced  and  pre‐stressed  concrete,  timber,  brickwork  etc.  It  is  strong,  lightweight,  ductile,  and  tough,  capable  of  dissipating  extensive  amount  of  energy  through  yielding  when  stressed  into  the  inelastic  range.  Given  the  seismic  design  philosophy  of  present  building  codes,  which  is  to  rely  on  the  inherent  capability  of  structures  to  undergo  inelastic deformation without failure, these are exactly the properties desired  for seismic resistance [15].  Steel  is  a  mixture  of  iron  and  carbon,  with  trace  amounts  of  other  elements,  that  includes  primarily  manganese,  phosphorus,  sulphur,  and  silicon.  It  is  differentiated from the earlier cast and wrought iron by the reduced amounts  of carbon relative to other alloys. The reduced amounts of other trace element  making  steel  stronger  and  more  ductile  compare  to  cast  and  wrought  irons,  both are considered quite brittle. Compare to steel, as it is a modern material,  iron  alloys  have  been  in  use  for  centuries.  Throughout  the  relatively  brief  history  of  their  use,  structural  steel  buildings  have  been  among  the  best  performing  structural  systems  and,  prior  to  January  1994  when  previously  unanticipated connection failures were discovered in some buildings. Following  the Northridge earthquake (M 6.7), many engineers mistakenly regarded such  structures  as  nearly  earthquake‐proof.  Inspection  of  steel  buildings  after  the  Northridge  earthquake  revealed  the  presence  of  cracks  in  welded  moment  frame connections. A year later, the Kobe earthquake (M 6.9) caused collapse  of 50 steel buildings, confirming the potential vulnerability of these structures.  This  experience  notwithstanding,  structural  steel  buildings,  if  properly  designed  can  provide  outstanding  earthquake  performance.  To  assure  good  Chapter No. 1: Introduction and overview on seel moment resisting frames 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

19 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

behavior of steel structures, it is necessary to:  o

Configure the structural steel system so that inelastic behavior is well  distributed  throughout  the  structure,  rather  than  concentrated  in  a  few stories or elements  

o

Provide columns with sufficient strength to resist earthquake‐induced  overturning loads without buckling  

o

Provide  adequate  lateral  bracing  for  flexural  members  to  prevent  lateral‐torsional  buckling  Proportion  connections  with  sufficient  strength so that inelastic behavior occurs in the members themselves  

o

Select  compact  sections  for  those  members  intended  to  experience  inelastic behavior to avoid local buckling and the rapid loss of strength  that  accompanies  such  behavior.  In  addition  as  with  all  structural  materials, it is very important to assure that the structures are actually  constructed as designed; quality is maintained in fabrication and field  welding operations; and that the structure is maintained over its life. 

1.1.2. Mechanical properties of structural steel  The  behavior  of  steel  structures  in  earthquakes  is  dependent  on  key  mechanical properties of the steel material, including its strength, ductility, and  toughness.   The  properties  of  structural  steel  that  are  important  to  seismic  performance  are  o

Yield strength 

o

Tensile strength  

o

Ductility and 

o

Fracture toughness 

Each  of  these  properties  depends  on  the  metallurgy  and  thermo  mechanical  processing  history,  as  well  as  the  load  application  rate,  temperature,  and  conditions of restraint at the time of load application.  The mechanical properties that are important for design are determined from  a  standard  tension  test,  where  a  machined  specimen  having  standard  cross  section is loaded in a  Universal Testing Machine  (UTM) while load elongation  data are recorded. These are then reduced in the form of a stress‐strain curve  as shown in Figure 6. The initial straight‐line segment of the stress‐strain curve  represents  the  specimen’s  elastic  behavior  where  stress  is  proportional  to  Chapter No. 1: Introduction and overview on seel moment resisting frames 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

20 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

strain and related by the  Young’s Modulus (having  value of 200, 000 MPa, or  29,000 ksi). As strain increases, the stress‐strain curve becomes nonlinear and  the specimen experiences permanent plastic deformation.  Many  mild  carbon  steels  exhibit  a  peak  stress  immediately  after  the  stress‐ strain  curve  deviates  from  linearity,  known  as  the  yield  point.  Immediately  after achieving the yield point, the stress dips with increasing strain, and then  remains  at  a  constant  value,  known  as  the  yield  strength,  for  considerable  amounts  of  additional  strain.  Thereafter,  the  steel  strain  hardens  with  increasing  stress  until  a  peak  or  ultimate  tensile  strength  is  attain.  With  increasing strain beyond the tensile strength, the material exhibits necking and  ultimately fractures.  

Figure 6: Stress‐strain curve for structural steel: (a) typical and (b) S275 and S355  steel grades 

Standard ASTM material specifications include controls on the yield strength or  yield point of the material as well as the tensile strength and elongation of the  material  at  fracture.  Although  yield  point  is  of  no  engineering  significance,  ASTM specifications permit mills to report either yield point or yield strength.  Therefore, it is possible that some material conforming to the ASTM material  specifications  will  have  slightly  lower  yield  stress  than  the  nominal  value  contained  in  the  specification.  More  typically,  due  to  variations  in  the  production  process,  yield  and  tensile  properties  will  substantially  exceed  the  minimum specified values, sometimes by as much as 40% or more. In general,  tensile  properties  of  steel  vary  with  temperature.  Tensile  data  for  various  steels  show  that  their  yield  strength  and  ultimate  strength  increase  by  approximately 410 Mpa (60 ksi) when the temperature decreases from 70°F to  –320°F [16]. Similarly, when steel is elevated to about 900°F it loses about half  of its room temperature strength and modulus of elasticity. However, for the  Chapter No. 1: Introduction and overview on seel moment resisting frames 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

21 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

range  of  temperatures  of  interest  for  most  structures  (–60F    5.5 and Ms  4 only class 1 sections  Limits λp to λps, i.e. to use  class 1 sections are  are allowed, for 2  5.5 and  ii).  Type  2  is  for  regions  having  moderate  seismicity  region  with  Ms   0.125 

  h  E E    1.12 .  2.33  Ca      1.49  for   Ca  0.125 (48)     tw  Fy F y      Where  Ca=Pu/(∅b.Py),  Pu  is  the  required  compressive  strength,  Py  is  the  axial  yeild strength and  φb is 0.9, h is the  clear distance  between flanges, tw is the  thickness of web and  Fy is the yield stress. 

4.8. CAPACITY DESIGN RULES  It  is  established  that  structures  can  be  designed  and  constructed  so  as  to  satisfy  various  seismic  performance  criteria,  most  importantly  that  of  preventing  collapse  during  an  exceptionally  large  earthquake.  For  most  engineers seismic design is synonymous with the complex analysis of elastic or  inelastic  dynamic  response  to  random  ground  excitations.  This  presentation,  reflecting the views of a structural designer, attempts to contrast analysis with  design  strategies  that  are  suited  to  overcome  difficulties  that  stem  from  inevitable  uncertainties  in  the  prediction  of  ground  motions.  A  deterministic  design philosophy is advocated whereby the designer can, within certain limits,  choose  the  seismic  response  of  a  structure  that  is  safe,  rational,  predictable,  and achievable in construction. The designer may thus enhance desirable, and  suppress  undesirable  features  of  structural  behavior.  In  this,  the  vital  role  of  the quality of the design and detailing of critical regions of structural systems is  emphasized because this alone can assure the very desirable characteristic of  seismic  response;  tolerance  with  respect  to  the  inevitable  crudeness  of  predicting earthquake imposed displacements [81].  Capacity  Design  is  a  concept  or  a  method  of  designing  flexural  capacities  of  critical  member  sections  of  a  building  structure  based  on  a  hypothetical  behaviour of the structure in responding to seismic actions. This hypothetical  behaviour is reflected by the assumptions that the seismic action is of a static  equivalent  nature  increasing  gradually  until  the  structure  reaches  its  state  of  near collapse and that plastic hinging occurs simultaneously at predetermined  locations  to  form  a  collapse  mechanism  simulating  ductile  behaviour.  The  actual behaviour of a building structure during a strong earthquake is far from  that  described  above,  with  seismic  actions  having  a  vibratory  character  and  plastic  hinging  occurring  rather  randomly.  However,  by  applying  the  Capacity  Design  concept  in  the  design  of  the  flexural  members  of  the  structure,  it  is  believed  that  the  structure  will  possess  adequate  seismic  resistance,  as  has  been proven in many strong earthquakes in the past. Therefore, many seismic  Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

169 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

design  codes  around  the  world,  adopt  the  Capacity  Design  concept  as  a  normative  requirement.  Most  modern  building  codes  employ  capacity  design  principles  to  help  ensure  ductile  response  and  energy  dissipation  capacity  in  seismic resisting systems. The design provisions are geared toward restricting  significant  inelastic  deformations  to  those  structural  components  that  are  designed  with  sufficient  inelastic  deformation  capacity.  Those  are  generally  referred  to  as  deformation‐controlled  components.  Other  structural  components,  referred  to  as  force‐controlled  components,  are  designed  with  sufficient strength to remain essentially elastic. Capacity design provisions for  force‐controlled components can be further differentiated between those that  can be defined solely based on the strength of adjacent members, as the brace  and  brace  connection  example  above,  to  those  that  require  information  of  overall system behavior, such as columns in steel braced frames. The required  axial strength for columns in seismic resistant steel frames is based on the load  from all yielding members exerting  demand on  them, including  the effects of  material  overstrength  and  strain  hardening.  The  here  mentioned  codes  (AISC/ASCE and EC8) are dealt here.  Capacity design is an approach used to design structures for seismic resistance  in  which  the  strength  of  the  members  comprising  the  seismic  load  resisting  system  are  proportioned  such  that  inelastic  behavior  is  accommodated  in  specific designated locations that are adequately detailed to accommodate this  behavior.  When  these  elements  yield,  they  limit  the  force  that  can  be  transmitted to other elements, effectively shielding them from overstress and  allowing  them  to  resist  design  earthquake  excitation  while  remaining  elastic.  This practice permits the elements that are not expected to yield or experience  inelastic  behavior  to  be  designed  and  specified  without  rigorous  detailing  practices  intended  to  provide  ductile  behavior.  Many  of  the  provisions  contained in AISC 341 are intended to produce a capacity design of the seismic  load  resisting  systems.  As  an  example,  Special  Moment  Frames  must  be  proportioned  such  that  inelastic  behavior  is  accommodated  through  plastic  hinging  within  the  spans  of  the  beams  in  moment  frames,  rather  than  the  columns.  As  another  example,  Special  Concentrically  Braced  Frames  must  be  designed such that the connections and columns are stronger than the braces  so  that  inelastic  behavior  is  accommodated  through  yielding  and  buckling  of  the braces. 

4.9. CAPACITY DESIGN RULES FOR MRFS   EC8 recommends the capacity design approach for the design of members to  have  a  global  ductile  behaviour  of  structure.  In  case  of  MRF,  the  weak  beam  Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

170 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

and strong column concept should be followed. A flowchart for the prescribed  design procedure is shown in Figure 102. From the flowchart, it is evident that  the design is revised normally due to the re‐evaluation of overstrength factor  (Ω)  in  Eurocode  8  as  it  is  related  to  the  plastic  resistance  of  beams.  For  the  beams of MRF with classes 1 and 2 cross sections, the inequalities, in Equation  49, Equation 50 and Equation 51 should be verified at the location where the  formation of hinges is expected:  Equation 49: Moment inequality for the design of beams 

MEd  1.0  MPl ,Rd

(49)   

Equation 50: Axial inequality for the design of beams 

NEd  0.15  NPl ,Rd  

(50) 

Equation 51: Shear inequality for the design of beams 

VEd  0.5  VPl ,Rd

(51) 

 

Figure 102: Capacity design flowchart for steel MRFs using Eurocodes process 

The  columns  shall  be  verified  in  compression  considering  the  most  unfavourable combination of the axial force and bending moments.  In the checks, NEd, MEd, VEd should be computed using Equation 52, Equation 53  and Equation 54, respectively:  Equation 52: Internal axial load combination for the design of columns 

NEd  NEd ,G  1.1   Ov  Ω  NEd ,E  

(52) 

 

Equation 53: Internal moment combination for the design of columns 

MEd  MEd ,G  1.1   Ov  Ω  MEd ,E

 

Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

(53) 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

171 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Equation 54: Internal shear load combination for the design of columns 

VEd  VEd ,G  1.1   Ov  Ω VEd ,E

(54)    The column shear force VEd resulting from the structural analysis should satisfy  the following expression: VEd / Vpl, Rd ≤ 0.5. Being VEd =VEd, G +VEd, M ;   NEd is the design axial force; (gravity +seismic),  MEd is the design bending moment; VEd is the design shear; (gravity +seismic),  Npl, Rd, Mpl, Rd, Vpl, Rd are design resistances in accordance with EC3,  VEd,  G  is  the  design  value  of  the  shear  force  due  to  the  non‐seismic  actions  (gravity only),  VEd,M  is the design value of the shear force due to the application of the plastic  moments Mpl,Rd,A  and Mpl,Rd,B  with opposite signs at the end sections A and B of  the beam.  AISC suggests the use of load combinations for the design of members for the  corresponding applicable building code used for the load definition, for ASCE to  be an applicable building code the load combination as defined in section 3 of  the current paper should be used. AISC “Seismic provisions” provides strength  checks for members that should be fulfilled with the load combinations where  overstrength factor is used for the capacity design criteria. A flowchart for the  design procedure using AISC/ASCE is shown in Figure 103. The main difference  in the flowchart using Eurocodes and American practices is the overpassing of  the iteration for overstrength in the case of AISC/ASCE. 

Figure 103: Capacity design flowchart for steel MRFs using AISC/ASCE process 

4.9.1. Structural overstrength for MRFs  Overstrength  factor  (reserve  strength)  is  the  ratio  of  “apparent  strength”  to  the “design member strength”. The Ω factor is required to achieve the capacity  design  approach  where  a  hierarchy  is  defined  such  that  the  ductile  elements  yield  before  other  primary  elements.  In  order  to  have  a  ductile  behaviour  of  Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

172 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

structure  both  ASCE  and  EC8  suggest  the  use  of  capacity  design  criteria  (illustrated in section 6 of the current paper) which accounts in amplifying the  seismic  forces  of  some  element  by  system  overstrength  factor  (Ω).  The  overstrength  factor  has  strong  influence  on  the  dimensions  of  member  size  and thus on the economy of the structure itself. A high value of Ω could cause  oversizing of the members whereas smaller value of Ω could cause unexpected  failure mechanisms. In EC8, Ω can be calculated as shown in Table 22.  Table 22: Overstrength factors according to Eurocode 8  Seismic load resisting system All moment‐frame systems  Concentrically Braced Frames (CBF)  Eccentrically Braced Frames short links (EBF)   Eccentrically Braced Frames intermediate and long links (EBF) 

(Ω) Mpl,Rd,i/MEd,i 2 Npl,Rd, i/NEd,i 3 1.5Vp,link,i /VEd,i  4 1.5Mp,link,i/MEd,i  1

1

MEd,  i  is  the  design  value  of  the  bending  moment  in  beam  i  in  the  seismic  design situation and Mpl,Rd,i.is the corresponding plastic moment. 

2

  Npl,  Rd,  i  is  the  design  resistance  of  diagonal  i;  NEd,i  is  the  design  value  of  the  axial force in the same diagonal i in the seismic design situation.

3

VEd, i, MEd,i are the design values of the shear force and of the bending moment  in link i in the seismic design situation.  4

Vp, link, i, Mp, link, i are the shear and bending plastic design resistances of link i.  

For  any  of  the  seismic  load  resisting  system  minimum  value  of  Ω  should  be  utilized in the calculation.   Since, in Eurocode 8 minimum value of Ω has to be used in the capacity design,  therefore the overall structural behaviour corresponds to the development of  first  plastic  hinge  in  the  beams  and  thus  due  to  the  redistribution  of  forces,  columns will be subjected to higher forces and this could cause the formation  of plastic hinges. On the contrary, maximum Ω will provide anticipated failures  of beams than columns, but also will oversize the dimensions of the members  and  will  lead  to  an  uneconomical  design.  A  modified  value  of  Ω  as  shown  in  Equation 55 is suggested by (Elghazouli et al, 2010) [101],  Equation 55: Modified overstrength factor suggested by Elghazouli et al 

 mod ,i 

Mpl ,Rd ,i  MEd ,G ,i MEd ,E ,i

  

Mpl ,Rd ,i  MEd ,G ,i MEd ,i  MEd ,G ,i

(55) 

  In modified Ω, bending moment due to reduced gravity forces are subtracted  from both Mpl,  Rd,i and MEd,i  , which cause an increase in the code specified Ω.  The value of Ω needs a more detailed study in order to assure a global ductile  Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

173 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

mechanism  of  the  structure  and  not  only  on  the  first  formation  of  plastic  hinges in the beam.   According to AISC the following overstrength values should be used as shown  in Table 23,  Table 23: Overstrength factors according to AISC/ASCE  Seismic load resisting system All moment‐frame systems  Eccentrically Braced Frames (EBF)  All other systems 

4.9.1.1.

(Ωo)  3.0  2.5  2.0 

Strong column weak beam concept in MRFs 

For  global  ductility,  columns  must  be  stronger  than  beams  therefore  EC8  suggests that the condition in Equation 56 must be satisfied at all seismic beam  to column joints:  Equation 56: Global ductility check for SCWB criteria in Eurocode 8 

MRc    1.3 MRb  

(56) 

Where  ΣMRc  and  MRb  is  the  sum  of  the  design  values  of  the  moments  of  resistance framing the joint of the columns and beams respectively. The factor  1.3  takes  into  account  the  strain  hardening  and  the  material  overstrength  could be the multiplication of 1.1 γov and generally is taken as 1.3. 

  Figure 104: Capacity design approach, (a) Strong‐column‐weak‐beam good ductility  and (b) Weak column strong beam‐poor ductility 

In AISC Equation 57 need to be satisfied in the case of SMF at the column beam  connections,  Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

174 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Equation 57: Global ductility check for SCWB criteria in AISC 

M*pc  1.0  M*bc  

(57) 

Where ΣM*pc is the sum of the moments in the column above and below the  joint at the intersection of the beam and column centrelines and is calculated  from Equation 58.  Equation 58: Definition of sum of the moments in the column 



P 



g

M*pc  Zc  Fyc  Auc 

(58) 

 

ΣM*Pb is the sum of the moments in the beams at the intersection of the beam  and column centrelines.   Equation 59: definition of sum of the moments in the beams 

M * pb   1.1Ry Fyb ZRBC  Muv   

(59) 

Zc  and  ZRBS  is  the  plastic  section  modulus  of  column  and  minimum  plastic  modulus at reduced beam section respectively  Fyb  and  Fyc  are  the  specified  minimum  yeild  stress  of  beam  and  column  respectively, Ry is the ratio of expected yeild stress to specified minimum yeild  stress  Puc is the required compressive strength using LRFD load combinations  Muv is the additional moment due to shear amplification  It is evident from Equation 59, where plastic moment of beam is amplified by a  factor 1.1Ry which resembles Equation 56 as suggested by EC8. The value of Ry  ranges from 1.1 to 1.5 

Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

175 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

      

(a)

 

(b)   

Figure 105: Reduce beam section, (a) real example, and (b) sketch  

4.9.1.2.

MRF beam to column joints  

The  beams  to  column  joints  of  MRFs  are  generally  full  strength  and  rigid  in  order  to  resist  the  seismic  forces  and  are  therefore  required  to  possess  high  strength  with  respect  to  the  connected  members  such  that  the  formation  of  the  plastic  hinge  form  in  the  beam  rather  than  in  the  connection  itself.  The  basic design criterion is based on the assumption that the joint should not be  the dissipative component of a ductile frame. Local failure occurs in the steel  frame  when  the  rotation  capacity  of  a  beam  exceeds  a  limit  that  cause  local  buckling  of  the  cross  section.  For  the  use  of  beams  end  to  be  the  dissipative  zones  beam‐to‐column  connections  should  be  designed  for  the  required  degree of overstrength taking into account the moment of resistance and the  shear‐force of the connected beam.  Eurocode  8  allows  using  dissipative  semi‐rigid  and/or  partial  strength  connections if all of the following requirements are verified:   a)  The  connections  have  a  rotation  capacity  consistent  with  the  global  deformations;   b) Members framing into the connections are demonstrated to be stable at the  ultimate limit state (ULS);   c)  The  effect  of  connection  deformation  on  global  drift  is  taken  into  account  using  nonlinear  static  (pushover)  global  analysis  or  non‐linear  time  history  analysis. 

Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

176 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

The connection design should be such that the rotation capacity of the plastic  hinge region θp is not less than 35mrad for structures of DCH and 25mrad for  structures of DCM with q > 2. The rotation θp is defined as θp = δ / 0.5L and is  shown in Figure 106. Where δ is the beam deflection at midspan, L is the beam  span. 

  L

Hinge

d

Hinge

L/2

L/2

Figure 106: Rotation capacity of connection 

In  AISC,  the  prescribed  three  frame  types  SMF,  IMF  and  OMF  offer  three  different levels of expected seismic inelastic rotation capability. SMF and IMF  are  designed  to  accommodate  approximately  0.03  and  0.01  radian,  respectively. OMFs are designed to remain essentially elastic and are assumed  to have only very small inelastic demands. It is assumed that the elastic drift of  typical  MRFs  is  usually  in  the  range  of  0.01  radians  and  that  the  inelastic  rotation  of  the  beams  is  approximately  equal  to  the  inelastic  drift.  SMF,  IMF  and OMF are assumed to accommodate total interstorey drifts in the range of  0.04, 0.02 and 0.01 radian, respectively. 

4.9.2. ASCE 7‐10 Capacity Design Provisions  ASCE  7‐10  specifies  the  minimum  design  loads  for  seismic  force  resistant  systems. To ensure economical design as well as ductile response and energy  dissipation  during  seismic  events,  the  elastic  seismic  forces  (Veu)  are  reduced  with  the  seismic  response  modification  factor,  R.  The  seismic  force  resistant  system  is  then  designed  using  the  reduced  forces,  the  seismic  design  forces  (Vd), with the implication that inelastic deformations in components will occur  under  large  ground  motions.  Selected  components  within  the  seismic  force  resistant  systems  are  then  designed  based  on  the  reduced  forces  (Vd)  and  therefore  designed  to  deform  in  elastically.  These  components  have  been  Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

177 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

proven capable of significant inelastic deformation capacity and are referred to  as  deformation‐controlled  components.  Other  components,  i.e.  the  force‐ controlled  components,  are  designed  to  remain  elastic.  To  help  ensure  this  desired  behavior,  the  seismic  design  forces  are  multiplied  by  an  overstrength  factor,  i.e.  the  Ω0  factor.  Ω0  approximates  the  characteristic  overstrength  in  seismic  force  resistant  systems  above  the  design  strength  (Vu)  and  by  multiplying the seismic design force by Ω0, the maximum forces that the force‐ controlled  components  are  likely  to  experience  are  approximated.  Note  that  the term Ω0 applies to the overstrength factor for a class of structures, whereas  Ω  is  the  overstrength  factor  for  a  specific  structure,  as  might  be  measured  using a static pushover analysis. Figure 21 shows an inelastic force deformation  curve where the aforementioned variables, Veu, Vd, Vu, R and Ω are shown. Ω0  is  therefore  meant  capture  the  expected  capacity  of  deformation‐controlled  components  and  so  the  increased  loads  on  force  controlled  members  above  the  seismic  design  loads.  The  overstrength  reflected  by  Ω0  arises  due  to  the  difference between member designs strengths and expected strengths (i.e., Rn  versus  Rexp)  conservative  biases  in  nominal  strength  equations,  member  overstrength  due  to  drift  limits  and  discrete  member  sizing,  as  well  as  the  system’s  redundancy  and  inelastic  force  re‐distribution.  ASCE  7‐10  [39]  limits  the  seismic  design  loads  on  force  controlled  components  to  not  exceed  the  forces  that  can  be  delivered  to  them  by  yielding  of  deformation‐controlled  components in the structure, using expected material properties and excluding  resistance factors. 

4.9.3. AISC Capacity Design Provisions  The design requirements  in the 2010 AISC Seismic  Provisions generally follow  the  format  of  the  AISC  Specification  [39]  where  the  design  strengths  (resistance  factor  multiplied  by  the  nominal  resistance)  of  members  or  components  should  equal  or  exceed  the  required  strengths.  For  force‐ controlled  components  proportioned  following  capacity  design  principles,  the  required strengths are generally based on capacities of deformation‐controlled  components,  which  are  adjusted  to  account  for  material  overstrength,  strain  hardening,  and  other  factors  that  increase  strengths  beyond  their  nominal  values. The following is a summary of factors considered in the required design  strength calculations:   a) Expected versus Nominal Steel Yield Strength: The Ry accounts for the  increase  between  the  expected  yield  strength  versus  the  minimum  specified  yield  strength  Fy,  categorized  according  to  ASTM  steel  material  designations,  steel  grade,  and  application  (e.g.,  plate  versus  Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

178 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

rolled  shapes).  The  factors  specified  in  the  AISC  Seismic  Provisions represent  measured  strengths  from  a  representative  sample  of  mill  certificates.  b) Expected versus Nominal Steel Tensile Strength: The Rt factor accounts  for the difference between the expected ultimate strength versus the  minimum specified ultimate strength, Fu, with the same categories as  the Ry factors. The statistical basis for the Rt factors is the ratio of Fu/Fy evaluated by Liu [237].  c) Strain Hardening: Factors specified for strain hardening are not as well  established  on  a  statistical  basis,  since  they  depend  on  both  the  material  properties  and  the  level  of  strain  demands  in  the  deformation‐controlled  components.  Moreover,  the  strain  hardening  factors tend to be combined with other effects. Factors range from no  allowance  for  strain  hardening  (e.g.,  for  axial  strength  of  brace  connections,  the  required  design  strength  is  equal  to  the  yield  capacity)  to  values  up  to  1.25.  The  factors  are  typically  specified  as  a  simple  coefficient  (e.g.1.1  or  1.2),  however,  the  AISC  Prequalified  Connection  Requirements  include  the  factor  Cpr,  that  is  based  on  a  stress demand equal to the average between Fy and Fu.  d) Other  Adjustment  Factors:  Other  adjustment  factors  are  sometimes  specified to account for a range of issues, which may or may not have a  clear  statistical  basis.  For  example,  the   factor  to  adjust  for  compression strengths of buckling restrained braces (BRBs) is based on  BRB test data.  On the other hand, factors for strength of columns are primarily on judgment  as  to  the  expectations  regarding  the  inelastic  deformation  mechanisms,  recognizing that forces in the steel columns and components may be limited by  other  factors  such  as  foundation  strengths.  In  the  case  of  welded  column  splices,  yet  other  factors  based  on  judgment  are  introduced  to  account  for  fracture critical issues that are not explicitly considered in design. With regard  to  capacities,  in  most  cases  the  AISC  Seismic  Provisions  enforce  use  of  the  standard  nominal  strength  criteria  and  resistance  factors  from  the  AISC  Specification.  For  example,  the  Special  concentric  braced  frames  (SCBF)  provisions  require  that  the  components  of  the  brace  connection  will  be  proportioned such that the design strength for each of the possible modes of  failure will be evaluated according to the AISC Specification. However, the AISC  Seismic Provisions and the AISC Prequalified Connection Requirements do not  always adhere to the standard design strength provisions of AISC Specification.  Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

179 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

For  example,  the  AISC  Prequalified  Connection  Requirements  introduce  alternative resistance factors and nominal strength equations to check certain  limit states in prequalified connections. The AISC Seismic Provisions also apply  some  modifications  to  the  standard  design  strength  equations,  such  as  in  Eccentric Braced Frames, where the design strengths of beams outside the link  region are increased by the Ry factor in recognition of the fact that the link and  the beam are built of the same material. Similar modification is applied in net  section failure of braces in SCBF, where the design strength of the net section  is increased by the Rt factor in recognition of the fact that the demand is from  the same member, i.e. the expected yield strength of the brace. Expected (as  opposed  to  nominal)  material  strengths  are  used  for  some  other  design  strength  checks,  where  the  material  overstrength  in  the  required  design  strengths and design strengths are correlated [238]. 

4.10.

DESING RULES: SYNOPSIS (EC8 VS. AISC/ASCE) 

4.10.1. High ductility: DCH vs. SMF  In  order  to  provide  a  comparison  of  the  capacity  design  rules  and  drift  limitations  in  Eurocodes  [32,  229]  and  AISC/ASCE  [39,  54]  for  the  design  of  MRF,  the  noticeable  features  provided  by  the  relevant  codes  are  illustrated  briefly in the synoptic comparative scheme given in Table 24 [151].  Table 24: Capacity design rules and drifts limitations for EC3‐EC8 (DCH) and AISC‐ ASCE (SMF)   Description 

(EC3/EC8)‐DCH

Energy dissipation  philosophy  

Prescribed by means of DCH 

Seismic load  reduction factor 

A behaviour factor (q) equal to 5αu/α1  

Cross section  limitations 

For q > 4 only class 1 sections are allowed 

Rotation capacity  (local ductility  concept) 

Plastic hinge rotation is limited to 35 mrad 

Overstrength  factor  



AISC/ASCE‐SMF  Given by SMF, and are  anticipated to undergo  significant inelastic deformation  A response modification factor  (R) equal to 8 is given  All beams and columns must be  seismically compact. Therefore  Limits λp to λps, i.e. to use  seismically compact section and  is obtained by modified  slenderness ratio  SMF are designed to  accommodate plastic hinge  rotation of 30mrad with inter‐ storey drifts in the range of 0.04  radians 

Mpl ,Rd ,i

MEd ,i   Ωo in EC8 is (1.1γov Ω) 

Ωo equal to 3 for MRFs  

Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

180 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Description  Ratio of  reduction/respons e modification  factor to  overstrength  factor  Strength checks  for dissipative  elements (Beam  checks)  Non‐dissipative  elements (e.g.  Columns checks in  MRFs)  Strong column  weak beam  (SCWB) philosophy  Panel Zone  philosophy  

Panel Zone (PZ)  (Stability check) 

(EC3/EC8)‐DCH

AISC/ASCE‐SMF 

q ? 

R 8   2.67    3

M E ,d M pl ,Rd

 

 1.0,

NE ,d Npl ,Rd

 0.15

VE ,d Vpl ,Rd

 0.5

 

N Ed  N Ed ,G  1.1 ov N Ed , E M Ed  M Ed ,G  1.1 ov  M Ed , E     V V  1 .1  V Ed

Ed , G

M

Rc

ov

Ed , E

 1.3 MRb  

Strong‐PZ with weak beam is recommended 

hw 72 235   with    t fy  Where fy is in Mpa, and η is a factor with 1.2 as  recommended value. 

No additional checks are  required except strength checks  using AISC/LRFD  Verification of strength with  loads computed from special  load combinations having Ωo 

 M * pc  1.0  M * bc , Columns should  have sufficient flexural strength  Both weak/intermediate or  strong PZ with weak beam are  allowed 

t

dz  wz  where dz, wz and t  90

are length, width and thickness  of PZ respectively. Brandonisio  et al. [239] 

Drift philosophy  for occupancy  category I and II  (Reduction)  Drift philosophy  for occupancy  category III and IV  (Reduction)  Drift criteria for  MRFs (Limit 1)  Drift criteria for  MRFs (Limit 2)  Drift criteria for  MRFs (Limit 3)  Height restriction  and  Recommendation  for seismicity area 

0.005h, where h is the storey height 

No height limitation and recommended in all  seismic prone areas (high and moderate) 

No limitations 

Connections 

Connections should be full strength 

Connections should be full  strength 

Spectrum is reduced by 2.0   Reduction factor is  1/(Cd/R=5.5/8=0.6875) = 1.45    Spectrum is reduced by 2.5 

0.0075h, where h is the storey height  0.01h, where h is the storey height 

0.02h (Occupancy I and II),   0.015h (Occupancy III) &   0.01h (Occupancy IV).   where h is the storey height 

4.10.2. Medium ductility: DCM vs. IMF  In  the  following  comparisons  is  provided  between  DCM  and  IMF  in  Table  25,  similarly in Table 26 for DCL and OMF and lastly in Table 27 the elastic analysis  Chapter No. 4: Main features of the U.S. codes and Eurocodes 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

181 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

checks for the two codes.  Table 25: DCM vs. IMF (Ductility Class Medium versus Intermediate Moment Frame)  Description  Energy dissipation  philosophy  

(EC3/EC8)‐DCM

AISC/ASCE‐IMF Given by IMF, and are anticipated to  undergo limited inelastic deformation 

Prescribed by means of DCM  

Seismic load reduction  factor 

A behaviour factor (q) equal to 4 

Cross section limitations 

for 2   2g;  otherwise,  they  shall  be  classified  as  force‐controlled.  Secondary  component  actions  exhibiting  Type  1  behavior  shall  be  classified  as  deformation‐controlled for any e/g ratio.   The Type 2 curve depicted in the Figure of ductile behavior where there is an  elastic range (point 0 to point 1 on the curve) and a plastic range (points 1 to 2)  followed by loss of strength and loss of ability to support gravity loads beyond  point  2.  Primary  and  secondary  component  actions  exhibiting  this  type  of  behavior  shall  be  classified  as  deformation‐controlled  if  the  plastic  range  is  such that e > 2g; otherwise, they shall be classified as force controlled.  

Figure 148: Component forces versus deformation curves (FEMA 356) 

The Type 3 curve depicted in Figure is representative of a brittle or nonductile  behavior  where  there  is  an  elastic  range  (point  0  to  point  1  on  the  curve)  followed by loss of strength and loss of ability to support gravity loads beyond  point 1. Primary and secondary component actions displaying Type 3 behavior  Chapter No. 9: Assesment of frames using pushover analysis 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

307 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

shall be classified as force‐controlled [37, 42, 260].  Table 270: Examples of possible deformation‐controlled and force‐controlled actions  Component  Deformation‐Controlled Action Force‐Controlled Action  Moment frames  Beams  Moment (M)  Shear (V  Columns  M  Axial load (P), V  1  Joints  ‐‐  V Shear walls  M, V P Moment frames  Braces  P  ‐‐  Beams  ‐‐  P  Columns  ‐‐  P  Shear links  V  P, M  3 Connections  P, V, M P, V, M 2 Diaphragms  M, V P, V, M Shear may be deformation controlled in steel moment resisting frame constructions If the diaphragm carries lateral loads from vertical seismic resisting elements above the diaphragm level,  then M and V shall be considered force‐controlled actions  Axial, shear, and moment may be deformation‐controlled actions for certain steel and wood connection 

Acceptance  criteria  for  nonlinear  procedures,  both  in  ATC‐40  [261]  and  in  FEMA‐356  [42]  are  based  on  peak  demands  without  explicit  consideration  of  cumulative  effects  resulting  from  cyclic  effects.  To  some  extent,  cyclic  degrading  effects  can  be  implicitly  included  in  the  specification  of  the  backbone envelope. To process the results of a nonlinear analysis, it is essential  to define response measures that form the basis of acceptance criteria.   Currently, the response measure of choice is the rotation demand at the plastic  hinge. If a concentrated hinge model is used in the analysis, this is a relatively  direct response quantity. However, if a spread‐plastic model or a fibre‐section  model  is  used  to  represent  material  nonlinearities  in  the  element,  then  the  computation  of  plastic  rotations  is  not  straightforward.  Either  a  plastic  hinge  length  needs  to  be  defined  to  integrate  curvature  estimates  or  alternative  procedures  need  to  be  developed  to  estimate  the  plastic  rotation  demand.  FEMA‐356  [42]  and  FEMA‐350  [41]  define  deformations  in  terms  of  chord  rotations  as  shown  in  Figure  149.  If  the  FEMA  356  definition  of  element  rotation  is  used,  then  two  possibilities  exist  for  defining  the  plastic  rotation.  The  first  approach  is  to  track  the  moment–rotation  behavior  at  every  connection  and  then  compute  the  difference  between  the  peak  rotation  and  the recoverable rotation. In a nonlinear time‐history analysis, the recoverable  rotation  is  more  completely  defined  because  member  behavior  is  explicitly  defined  using  constitutive  material  models  or  hysteresis  models.  Table  270  provides some examples of possible deformation‐ and force‐controlled actions  in common framing systems. 

Chapter No. 9: Assesment of frames using pushover analysis 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

308 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

For  nonlinear  static  procedures,  the  recoverable  rotation  may  be  estimated  using  the  initial  stiffness  path  as  the  unloading  path.  Alternatively,  the  yield  rotation  can  be  predetermined  using  conventional  concepts  in  structural  mechanics.  For  example,  FEMA  suggests  the  following  expression  for  steel  frame members: 

  Figure 149: Definition of chord rotations to be used in calculating plastic rotation  demands. 

Following Equation 71 and Equation 72 are given in FEMA‐356, to calculate the  yield  rotation  and  yield  moment  of  steel  beams  and  similarly  Equation  73  Equation 74 for columns.  Equation 71: Definition of yield rotation of steel beams according to FEMA 356 

for beams  y 

ZFye l b 6El b

 

(71)

 

Equation 72: Definition of yield moment of steel beams according to FEMA 356 

M y  Z Fye

 

(72)

 

Equation 73: Definition of yield rotation of steel columns according to FEMA 356 

for columns  y 

ZFye l c  P   1   6El c  Pye   

(73)

 

Equation 74: Definition of yield moment of steel columns according to FEMA 356 

 P My  1.18 Z Fye  1   P ye 

   Z Fye   

(74)

 

where Z is the plastic section modulus, Fye is the yield stress of the material, l is  the  length  of  the  member,  EI  is  the  flexural  rigidity,  P  is  the  axial  force  in  member  (may  be  taken  as  zero  for  beams),  and  Pye  is  the  expected  axial  capacity (Ag Fye).    Chapter No. 9: Assesment of frames using pushover analysis 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

309 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

9.5. BEAM & COLUMN LOCAL SLENDERNESS AND MEMBERS  CAPACITIES  Steel moment frames develop their seismic resistance through bending of steel  beams  and  columns,  and  moment‐resisting  beam‐column  connections.  Such  frame  connections  are  designed  to  develop  moment  resistance  at  the  joint  between the beam and the column. To this end, the behavior of steel moment‐ resisting  frames  is  generally  dependent  on  connection  configuration  and  detailing.  In  FEMA‐356,  various  connection  types  are  identified  as  fully  restrained  or  partially  restrained.  Along  with  the  limits  of  web  and  flange  slenderness,  FEMA‐356  classified  the  beam  &  column  members’  behavior;  in  this  particular  study,  selected  IPE  sections  for  beams  and  HE  sections  for  columns  are  within  the  limits  of  web  &  flange  slenderness.  For  column  and  beam sections, pertinent ratios are smaller than the limits   (Fye = 275Mpa = 39.9 Kips)  For beams:   Equation 75: Limit of bf/2tf for beams 

bf 2 tf



52  8.23 Fye

(75)   

Check   Equation 76: Check of bf/2tf for beams   bf   2 tf

  

8.23

 1.0

(76)   

Equation 77: Limit of h/tw for beams 

h 418   66.2 tw Fye

(77)   

Equation 78: Check of h/tw for beams 

h    tw 

66.2

 1.0

(78)   

For columns: 

Chapter No. 9: Assesment of frames using pushover analysis 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

310 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Equation 79: Limit of bf/2tf for columns 

bf 2 tf



65  10.3 Fye

(79)   

Check   Equation 80: Check of bf/2tf for columns   bf   2 tf

  

10.3

 1.0

(80)   

Equation 81: Limit of h/tw for columns  h 640   101.3 tw Fye

(81)   

Check   Equation 82: Check of h/tw for columns  h     tw 

101.3

1.0

(82)   

Table 271: Beam & column member local slenderness ratio (HE‐profiles)  designation  HE 300 B  HE 300 M  HE 320 B  HE 320 M  HE 340 B  HE 340 M  HE 360 B  HE 360 M  HE 400 B  HE 400 M  HE 450 B  HE 450 M  HE 500 B  HE 500 M  HE 550 B  HE 550 M  HE 600 B  HE 600 M  HE 650 B 

bf/2tf 

h/tw 

7.89  3.97  7.32  3.86  6.98  3.86  6.67  3.85  6.25  3.84  5.77  3.84  5.36  3.83  5.17  3.83  5.00  3.81  4.84 

27.27  16.19  27.83  17.10  28.33  17.95  28.80  18.81  29.63  20.57  32.14  22.76  34.48  24.95  36.67  27.24  38.71  29.52  40.63 

bf/2tf  Beams ratios  0.96  0.48  0.89  0.47  0.85  0.47  0.81  0.47  0.76  0.47  0.70  0.47  0.65  0.46  0.63  0.46  0.61  0.46  0.59 

h/tw 

bf/2tf 

0.41  0.24  0.42  0.26  0.43  0.27  0.44  0.28  0.45  0.31  0.49  0.34  0.52  0.38  0.55  0.41  0.58  0.45  0.61 

Columns ratios  0.77  0.27  0.39  0.16  0.71  0.27  0.38  0.17  0.68  0.28  0.38  0.18  0.65  0.28  0.37  0.19  0.61  0.29  0.37  0.20  0.56  0.32  0.37  0.22  0.52  0.34  0.37  0.25  0.50  0.36  0.37  0.27  0.49  0.38  0.37  0.29  0.47  0.40 

Chapter No. 9: Assesment of frames using pushover analysis 

h/tw 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

311 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

designation  HE 650 M  HE 700 B  HE 700 M  HE 800 B  HE 800 M  HE 900 B  HE 900 M  HE 1000 B  HE 1000 M 

bf/2tf 

h/tw 

3.81  4.69  3.80  4.55  3.79  4.29  3.78  4.17  3.78 

31.81  41.18  34.10  45.71  38.76  48.65  43.33  52.63  48.00 

bf/2tf  Beams ratios  0.46  0.57  0.46  0.55  0.46  0.52  0.46  0.51  0.46 

h/tw 

bf/2tf 

0.48  0.62  0.52  0.69  0.59  0.74  0.65  0.80  0.73 

Columns ratios  0.37  0.31  0.46  0.41  0.37  0.34  0.44  0.45  0.37  0.38  0.42  0.48  0.37  0.43  0.40  0.52  0.37  0.47 

h/tw 

The slenderness ratios of various profiles and the corresponding yield rotation,  yield  moment  and  yield  axial  force  values  calculated  according  to  FEMA  356  equations  are  shown  in  the  given  tables  for  various  profiles.  These  cross‐ sectional properties form a basis to the construction of behavior curves.   Table 272: Beam & column member local slenderness ratio (IPE‐profiles)   designation  IPE 300  IPE O 300+  IPE 330  IPE O 330+  IPE 360  IPE O 360+  IPE 400  IPE O 400+  IPE 450  IPE O 450+  IPE 500  IPE O 500+  IPE 550   IPE O 550+  IPE 600  IPE O 600+ 

bf/2tf  7.01  5.98  6.96  6.00  6.69  5.85  6.67  5.87  6.51  5.45  6.25  5.32  6.10  5.25  5.79  4.67 

h/tw  42.25  38.00  44.00  39.29  45.00  39.57  46.51  41.65  47.87  41.45  49.02  42.17  49.55  43.78  50.00  40.67 

bf/2tf  Beams ratios  0.85  0.73  0.85  0.73  0.81  0.71  0.81  0.71  0.79  0.66  0.76  0.65  0.74  0.64  0.70  0.57 

h/tw  0.64  0.57  0.66  0.59  0.68  0.60  0.70  0.63  0.72  0.63  0.74  0.64  0.75  0.66  0.76  0.61 

bf/2tf  h/tw  Columns ratios  0.68  0.42  0.58  0.38  0.68  0.43  0.58  0.39  0.65  0.44  0.57  0.39  0.65  0.46  0.57  0.41  0.63  0.47  0.53  0.41  0.61  0.48  0.52  0.42  0.59  0.49  0.51  0.43  0.56  0.49  0.45  0.40 

Table 273: Beam, column yield quantities (HE profiles)  Designation  HE 300 B  HE 300 M  HE 320 B  HE 320 M  HE 340 B  HE 340 M 

Mpl  513.975  1121.45  590.975  1219.625  662.2  1297.45 

Py  4100.25  8335.25  4435.75  8580  4699.75  8684.5 

θ (4m)  0.0068  0.0063  0.0064  0.0060  0.0060  0.0057 

θ (9.15m)  0.0156  0.0144  0.0146  0.0136  0.0138  0.0130 

θ (7.63m)  0.0130  0.0120  0.0122  0.0114  0.0115  0.0108 

Chapter No. 9: Assesment of frames using pushover analysis 

θ (6.55m)  0.0111  0.0103  0.0105  0.0098  0.0099  0.0093 

θ (5.08m)  0.0086  0.0080  0.0081  0.0076  0.0076  0.0072 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

312 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Designation  HE 360 B  HE 360 M  HE 400 B  HE 400 M  HE 450 B  HE 450 M  HE 500 B  HE 500 M  HE 550 B  HE 550 M  HE 600 B  HE 600 M  HE 650 B  HE 650 M  HE 700 B  HE 700 M  HE 800 B  HE 800 M  HE 900 B  HE 900 M  HE 1000 B  HE 1000 M 

Mpl  737.825  1371.975  888.8  1532.025  1095.05  1741.025  1324.125  1950.85  1537.525  2181.575  1766.875  2412.3  2013  2655.675  2289.925  2898.5  2813.25  3434.75  3459.5  3971  4086.5  4556.75 

Py  4966.5  8767  5439.5  8959.5  5995  9223.5  6561.5  9468.25  6987.75  9746  7425  10001.75  7873.25  10276.75  8426  10532.5  9190.5  11118.25  10210.75  11649  11000  12215.5 

θ (4m)  0.0057  0.0054  0.0051  0.0049  0.0046  0.0044  0.0041  0.0040  0.0037  0.0037  0.0034  0.0034  0.0032  0.0031  0.0030  0.0029  0.0026  0.0026  0.0023  0.0023  0.0021  0.0021 

θ (9.15m)  0.0130  0.0123  0.0117  0.0112  0.0105  0.0101  0.0094  0.0092  0.0086  0.0084  0.0079  0.0077  0.0073  0.0072  0.0068  0.0067  0.0060  0.0059  0.0053  0.0053  0.0048  0.0048 

θ (7.63m)  0.0109  0.0103  0.0098  0.0094  0.0087  0.0084  0.0079  0.0077  0.0072  0.0070  0.0066  0.0065  0.0061  0.0060  0.0057  0.0056  0.0050  0.0049  0.0045  0.0044  0.0040  0.0040 

θ (6.55m)  0.0093  0.0088  0.0084  0.0080  0.0075  0.0072  0.0067  0.0066  0.0061  0.0060  0.0056  0.0055  0.0052  0.0051  0.0049  0.0048  0.0043  0.0042  0.0038  0.0038  0.0035  0.0034 

θ (5.08m)  0.0072  0.0068  0.0065  0.0062  0.0058  0.0056  0.0052  0.0051  0.0048  0.0047  0.0044  0.0043  0.0040  0.0040  0.0038  0.0037  0.0033  0.0033  0.0030  0.0029  0.0027  0.0027 

Table 274: Beam, column yield quantities (IPE profiles)  Designation  IPE 300  IPE O 300+  IPE 330  IPE O 330+  IPE 360  IPE O 360+  IPE 400  IPE O 400+  IPE 450  IPE O 450+  IPE 500  IPE O 500+  IPE 550   IPE O 550+  IPE 600  IPE O 600+ 

Mpl  172.81  204.545  221.1825  259.27  280.225  326.15  359.425  413.05  468.05  562.65  603.35  718.575  766.425  897.325  965.8  1229.525 

Py  1479.5  1727  1721.5  1996.5  1999.25  2312.75  2323.75  2651  2717  3245  3190  3767.5  3685  4290  4290  5417.5 

θ (4m)  0.0069  0.0068  0.0063  0.0062  0.0057  0.0057  0.0052  0.0051  0.0046  0.0046  0.0042  0.0041  0.0038  0.0038  0.0035  0.0035 

θ (9.15m)  0.0158  0.0156  0.0143  0.0142  0.0131  0.0131  0.0118  0.0118  0.0106  0.0105  0.0095  0.0095  0.0087  0.0086  0.0080  0.0079 

θ (7.63m)  0.0131  0.0130  0.0119  0.0119  0.0110  0.0109  0.0099  0.0098  0.0088  0.0087  0.0080  0.0079  0.0073  0.0072  0.0067  0.0066 

 

Chapter No. 9: Assesment of frames using pushover analysis 

θ (6.55m)  0.0113  0.0112  0.0103  0.0102  0.0094  0.0093  0.0085  0.0084  0.0076  0.0075  0.0068  0.0068  0.0062  0.0062  0.0057  0.0057 

θ (5.08m)  0.0088  0.0087  0.0080  0.0079  0.0073  0.0072  0.0066  0.0065  0.0059  0.0058  0.0053  0.0053  0.0048  0.0048  0.0044  0.0044 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

313 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

2000

M [kN]

M [kN]

2000

IPE400

IPE600

L [9.15m] 1000

θ [rad] 0 ‐0.15

‐0.1

‐0.05

L [9.15m] 1000

L [7.63m]

0

0.05

0.1

0.15

L [5.08m] ‐0.15

H [4.0 m]

‐0.1

(a) M [kN]

0 0.05

0.1

0.15

M [kN]

‐0.15

H [4.0 m]

‐0.1

0.05

0.1

0.15

‐0.15

H [4.0 m]

‐0.1

L [5.08m]

0.15

H [4.0 m]

(d) M [kN]

HE500M L [9.15m] L [7.63m]

0 ‐0.05 0 ‐2000

L [6.55m] L [5.08m]

0.05

0.1

0.15

M [kN]

H [4.0 m]

6000

HE600M L [7.63m]

0.15

HE700M L [9.15m] L [7.63m]

2000

L [6.55m]

θ [rad]

L [5.08m] 0.1

M [kN]

4000

L [9.15m]

0.05

(f)

‐6000

‐0.15

H [4.0 m]

‐0.1

0 ‐0.05 0 ‐2000

L [6.55m] L [5.08m]

0.05

0.1

0.15

H [4.0 m]

‐4000

‐4000

(g)

‐6000

M [kN]

6000

L [9.15m]

θ [rad] 0 0.1

0.15

HE900M L [9.15m] L [7.63m]

2000

L [6.55m]

θ [rad] 0

L [5.08m] 0.05

M [kN]

4000

L [7.63m]

2000

(h)

‐6000

HE800M

4000

‐0.15

H [4.0 m]

‐4000 ‐6000

0.1

‐4000

θ [rad]

‐0.05 0 ‐2000

0.05

θ [rad]

(e)

2000

‐0.1

‐0.05 0 ‐1000

2000

L [6.55m] L [5.08m]

4000

‐0.15

L [6.55m]

4000

L [7.63m]

‐6000

6000

L [9.15m]

6000

‐4000

0 ‐0.05 0 ‐2000

HE400M

‐3000

L [9.15m]

0

‐0.1

M [kN]

0

HE500B

θ [rad]

‐0.15

(b)

‐2000

2000

6000

H [4.0 m]

L [7.63m]

(c)

4000

‐0.05 0 ‐2000

0.15

θ [rad]

L [5.08m]

‐3000

‐0.1

0.1

1000

L [6.55m]

‐2000

‐0.15

0.05

2000

L [7.63m]

θ [rad]

6000

0

3000

L [9.15m]

1000

‐0.05 0 ‐1000

‐0.05

‐2000

HE400B

2000

‐0.1

L [5.08m]

0

‐1000

‐2000

‐0.15

L [6.55m]

θ [rad]

‐1000

3000

L [7.63m]

L [6.55m]

‐0.1

‐0.05 0 ‐2000

L [6.55m] L [5.08m]

0.05

0.1

0.15

H [4.0 m]

‐4000

(i)

‐6000

(j)

Figure 150: Moment, axial and rotational capacity curves for 4.0m, 9.15m, 7.63m,  6.55m and 5.08m (1kN = 225 Ib & 1m= 3.28ft), (a) IPE400, (b)IPE600, (c)HE400B,  (d)HE400M, (e)HE500B, (f)HE500M, (g)HE600M, (h)HE700M, (i) HE800M and (j)  HE900M      

Chapter No. 9: Assesment of frames using pushover analysis 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

314 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 275: Moment (kN‐m), axial capacity (kN) and Plastic rotation (rad) for some  beam/column members  Designation  HE 400 B  HE 400 M  HE 500 B  HE 500 M  HE 600 B  HE 600 M  HE 700 M  HE 800 M  HE 900 M  HE 1000 M  IPE 400  IPE 500  IPE 600 

Mpl 

Py 

θ (4m) 

θy(9.15m)  θy(7.63m)  θy(6.55m)  θy(5.08m) 

888.8  1532.025  1324.125  1950.85  1766.875  2412.3  2898.5  3434.75  3971  4556.75  5621  359.425  603.35 

5439.5  8959.5  6561.5  9468.25  7425  10001.75  10532.5  11118.25  11649  12215.5  14415.5  2323.75  3190 

0.005136  0.004906  0.004117  0.004017  0.003444  0.003387  0.002934  0.002587  0.002321  0.002103  0.002059  0.00518  0.004173 

0.011749  0.011222  0.009418  0.009188  0.007879  0.007748  0.006712  0.005917  0.005308  0.00481  0.004711  0.011849  0.009545 

0.009798  0.009357  0.007854  0.007662  0.00657  0.006461  0.005597  0.004934  0.004427  0.004011  0.003928  0.00988  0.007959 

0.008411  0.008033  0.006742  0.006577  0.00564  0.005546  0.004804  0.004236  0.0038  0.003443  0.003372  0.008482  0.006833 

0.006523  0.00623  0.005229  0.005101  0.004374  0.004302  0.003726  0.003285  0.002947  0.002671  0.002615  0.006578  0.005299 

 

9.6. PUSHOVER ANALYSIS USING FEMA PROCEDURE  Static  nonlinear  analysis  has  been  carried  out  for  evaluating  the  lateral  load  resisting  performance  of  the  frames.  For  this  reason,  triangular  distribution  (unit  load  at  roof  level)  of  static  incremental  loads  has  been  applied  and  the  displacement  at  the  roof  level  has  been  controlled.  For  the  ultimate  rotation  capacity of an element, acceptance criteria are defined according to FEMA 356.  These  are  represented  as  IO  (immediate  occupancy),  LS  (life  safety),  and  CP  (collapse prevention) as indicated in Figure 151.   Mechanical  non‐linearity  of  the  members  has  been  assumed  concentrated  in  plastic  hinges  at  the  ends  (lumped  plasticity)  of  the  elements  as  shown  in  Figure 147b. The effect of geometric nonlinearity due to large deflections and  second  order  effects  are  considered  automatically  in  the  analysis.by  the  programme   The current approach to performance based design relies on component‐based  evaluation as delineated in the FEMA‐356 [42]and ASCE 41 documents. In the  component‐based  approach,  each  component  of  the  building  is  assigned  a  normalized  force/moment  –  deformation/  rotation  relation  such  as  shown  in  Figure 152. In the same Figure, segment “AB” indicates elastic behavior, point  “C” identifies the onset of loss of capacity, segment “DE” identifies the residual  capacity  of  the  component,  and  point  “E”  identifies  the  ultimate  inelastic  deformation/rotation capacity of the component.   Chapter No. 9: Assesment of frames using pushover analysis 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

315 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 151: Idealised performance curve for structure 

(a)

(b)

(c) 

Figure 152: Generalized component force‐deformation relations in FEMA‐356 and  ASCE 41‐06 documents: (a) deformation (b) deformation ratio and (c) component or  element deformation acceptance criteria 

            Chapter No. 9: Assesment of frames using pushover analysis 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

316 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

The acceptance criteria according to FEMA 356 is illustrated in Table 276.  Table 276: Modelling parameters and acceptance criteria for nonlinear procedures  for structural steel components  Modelling parameters  Plastic  Residual  rotation   strength  angle  ratio  (radians) 

Component/Action 

(a) 

(b) 

(c) 

Acceptance criteria  Plastic rotation angle (radians) 

IO 

Primary 

Secondary 

LS 

CP 

LS 

CP 

Beam‐flexure 

a.

bf h 418   52  and  tw 2t f Fye Fye

9θy 

11θy 

0.6  

1θy 

6θy 

8θy 

9θy 

11θy 

b.

bf 65  or 2t f Fye

4θy 

6θy 

0.2 

0.25θy 

2θy 

3θy 

3θy 

4θy 

h 640  tw Fye

Linear interpolation between the values on lines a and b for both flange  slenderness shall be performed, and the lowest resulting value shall be  used 

c. Other  Column‐flexure  For P/Pcl 1.0  means  that  the  design  is  governed  by  strength  and  frame  is  considered overstiff. 

o

The frames with overstiffness close to 1.0 are optimally design  with stiffness (SLS). 

o

If drift limitation govern, q cannot be optimally used and leads  to uneconomical design situation, thereby, paying extra due to  the assumed ductility together with paying for deformability. 

PROPOSED METHODOLOGY (OPTIMIZATION RULES) 

11.2.1. Damageability and ductility   In the following optimization rules are provided for the design of steel moment  resisting  frames  when  dealing  with  Eurocode  8  [32].  The  rules  are  based  on  large  bulk  of  parametric  analysis  in  which  144  different  frames  are  designed  according  to  Eurocode  8  provisions,  using  modal  response  spectrum  analysis  [256]  followed  by  non‐linear  static  analysis  with  the  application  of  FEMA  356  [42]  acceptance  criteria.  The  adopted  frame  cases  are  summarized  in  Table  295.      Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

379 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 295: Analysed cases for 9, 7 and 5 storeys frames  No. of Storys (Height) 

No. of Bays (Width)

behaviour factor (q)  

∆ /h  L1 (0.01h) ‐ Relax limit  L2 (0.0075h) ‐ Intermediate limit 

5 (H=20m) 

7 (H=28m) 

5 (9.15m)  6 (7.63m)  7 (6.54m)  9 (5.08m) 

Ductility Class High (q=6.5)  Ductility Class Medium   (q=4)  Ductility Class Conventional   (q=3)  Ductility Class Low   (q=2)   

9 (H=36m) 

L3 (0.005h) ‐ Stringent limit  L1 (0.01h) ‐ Relax limit  L2 (0.0075h) ‐ Intermediate limit  L3 (0.005h) ‐ Stringent limit  L1 (0.01h) ‐ Relax limit  L2 (0.0075h) ‐ Intermediate limit  L3 (0.005h) ‐ Stringent limit 

All  these  frames  are  designed  using  Eurocode  methodology  [32,  229]  as  prescribed in Figure 236.  

Figure 236: Eurocode proposed capacity design flowchart for steel MRF 

11.2.2. Ductility classes  For  moment  resisting  frames  the  ductility  classes  given  by  Eurocode  8  correspond  to  the  reduction  of  elastic  spectrum  by  a  suggested  q  factor  in  order to account for the in‐elastic response of the framing system. Ductility is a  key parameter in seismic design, as it permits the design of structures possess  reduce  strength  (designed  using  q  factor)  for  resisting  strong  earthquake  shaking  in  elastic  range  but  still  persist  such  strong  quaking  through  the  inelastic response. Structures that do not have ductility will fail when subjected  to  ground  motion  that  deforms  them  beyond  their  elastic  limit.  In  MRFs,  the  ductility  is  achieved  by  assuming  beams  to  be  dissipative  zone  and  therefore  the formation of hinges is allowed at the end of the beams. Whereas columns  are  supposed  to  be  non‐dissipative  zone  and  therefore  are  designed  for  relatively high strength than the one required from the seismic combination.  According  to  Eurocode  8,  No  collapse  or  Ultimate  Limit  States  (ULS)  must  be  Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

380 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

respected and where the specified ductility classes of the codes are employed  for design purpose: No collapse or ULS is the state against which the structure  should  be  designed  according  to  the  Eurocode  8  “Basis  of  Structural  Design”  [32]. It entails protection of life under a rare seismic action, through prevention  of collapse of any structural member and retention of structural integrity and  residual  load  capacity  after  the  event.  Eurocode  8  allows  the  use  of  three  ductility classes, High, Medium, and low as mentioned below:  o

Ductility  Class  High  (DCH):  For  DCH,  code  suggests  the  use  of  q=5(αu/α1),  αu/α1  is  termed  as  redundancy  factor  and  the  recommended  value  according  to  EC8  for  multiple  bays  with  multiple  Storys  as  1.6.  Therefore,  the  suggested  behaviour  factor  for  DCH  according  to  Eurocode  8  is  6.5.  The  required  cross  sectional  class  to  be  use  in  high  ductility  class  where  q  is  always  greater than 4 is “Class 1”.  

o

Ductility  Class  Medium  (DCM):  In  the  case  of  DCM,  the  code  prescribes the reduction of elastic spectrum by q, which equals 4.0.  As like in DCH, the beams are supposed dissipative and the column  is considered to be non‐dissipative elements. The same philosophy  of using overstrength for the design of columns is applicable here.  The  only  difference  is  the  assured  ductility  in  the  case  of  high  ductility  class  (specially  the  detailing  of  connections).  Unlike  DCH,  where only Class 1 cross sections are allowed, in DCM, class 2 cross  sections are also allowed. 

o

Ductility Class Low (DCL): DCL, in Eurocode 8 correspond to elastic  analysis,  where  no  concept  of  dissipative  and  non‐dissipative  elements  needs  to  be  apply  and  further  the  allowable  behaviour  factor is 2.0, the provision of ductility is not mandatory. The entire  elements of the structure are designed for higher forces as during  the  earthquake  excitation,  they  are  assumed  to  be  in  the  elastic  state.  Further,  class  1,  class  2,  and  class  3  cross  sections  are  allowed in this class of ductility. According to Eurocode 8, the use  of Low Ductility Class is recommended only for low seismicity. The  low seismicity cases are those seismic zones where design ground  acceleration  (ag)  on  type  A  soil  is  not  greater  than  0.08g  (0.78m/sec2)  or  where  the  product  agS  is  not  greater  than  0.1g 

Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

381 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

(0.98m/sec2). 

11.2.3. Damage limitation criteria  The  main  aim  of  this  criterion  is  to  mitigate  the  loss  of  property  during  frequent  earthquakes.  It  can  be  achieved  by  the  imitation  of  structural  and  non‐structural  damage.  After  frequent  earthquake,  structural  elements  are  supposed  to  have  no  permanent  deformation,  retain  their  full  strength  and  stiffness,  and  need  no  repair.  Experience  shows  that  non‐structural  items  perform badly. In the case, when non‐structural elements suffer some damage,  they  can  be  easily  and  economically  repaired  later.  According  to  Eurocode  8,  damage limitation shows the role of the Serviceability Limit State (SLS) against  which the structure should be designed.  The  damage  limitation  performance  level  is  achieved  by  limiting  the  overall  deformations  (lateral  displacements)  of  the  building  to  levels  acceptable  for  the  integrity  of  all  its  parts  (including  non‐structural  ones).  More  specifically,  interstorey  drift  ratios  (defined  as  the  difference  between  the  mean  lateral  displacements of adjacent storeys divided by the interstorey height) are limited  to the following values:  Eurocode 8 suggests the use of three different drift limits. 

o

o

Relax  drift  limit  (L1=0.01h):  where  non‐structural  elements  follow  the deformations of the structural system. 

o

Intermediate  drift  limit  (L2=0.0075h):  where  the  non‐structural  elements of a given storey are ductile 

Stringent  drift  limit  (L3=0.005h):  where  the  storey  has  brittle  non‐ structural  elements  attached  to  the  structure  (notably,  ordinary  masonry infills). 

11.3. NEGOTIATION BETWEEN DAMAGEABILITY AND DUCTILITY  According  to  Patton  [265],  when  the  drift  limits  dictate  the  design  of  the  frames, the designer has to use limited ductility. No such restrictions exists in  the present version of the Eurocode 8, even though from the presented study  it  is  evidenced  that  there  is  no  compatibility  between  the  code  prescribed  ductility  classes  and  the  interstorey  drift  limits,  therefore  as  like  Patton  suggested, at least such restrictions has to be adopted in Eurocode 8. Now, the  issue arises how to limit the ductility class and how to adopt a suggested drift  Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

382 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

limit  for  an  assume  ductility  class  or  which  type  of  non‐structural  elements  should  be  used.  In  the  present  version  of  Eurocode  8,  no  such  rules  exist  in  clarifying these issues.  From the parametric analysis it has been observed that drift limit (L2 and L3)  are not compatible with high ductility class. Similarly, drift limit L3 is found not  compatible with medium ductility class, whereas all the drift limits are almost  compatible  if  a  conventional  ductility  class  (DCC)  defined  by  behaviour  factor  of  3  is  used,  and  also  the  drift  limits  are  satisfied  when  elastic  analysis  is  performed. Based on these observations in the following some suggestions are  provided.  Table 296: Drift limit versus assumed ductility class  S.No 

Ductility class 

1  2 

DCH (q=6.5) 

3  4  5 

DCM (q=4.0) 

6  7  8 

DCC (q=3.0)  

9  10  11  12 

DCL (q=2.0) 

Compatible drift limits  Description  Drift limit  Relax drift limit  L1(0.01h)  Intermediate drift  L2(0.0075h)  limit  Stringent drift limit  L3(0.005h)  Relax drift limit  L1(0.01h)  Intermediate drift  L2(0.0075h)  limit  Stringent drift limit  L3(0.005h)  Relax drift limit  L1(0.01h)  Intermediate drift  L2(0.0075h)  limit  Stringent drift limit  L3(0.005h)  Relax drift limit  L1(0.01h)  Intermediate drift  L2(0.0075h)  limit  Stringent drift limit   L3(0.005h) 

Remarks 

Suggestions 

Convenient 

Optimum q   Un‐economical 

NOT convenient  NOT convenient  Convenient  Convenient  NOT convenient  Convenient  Convenient  Less convenient  Less convenient  Less convenient  convenient 

Un‐economical  Optimum q  Optimum q  Un‐economical  Less economical  Less economical  Un economical  Less economical  Less economical  Less economical 

Further, it is still difficult to decide the assumed conventional ductility class (q  equals  3.0)  for  satisfying  drift  limit  L3,  as  the  obtained  elastic  overstrength  is  too  high  which  give  rise  to  uneconomical  design  situation.  Therefore,  when  drift limit L3 is required the better choice is the use of elastic analysis. All these  observations are evident by Figure 237 (5 and 6 bays) and Figure 238 (7 and 9  bays) where the overstiffness of all the cases is recorded. 

Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

383 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

3.5

5

5 Bays

Ωk

7

3.0

9 2.5

3.5

Ωk

7

2.0

(a1)

L2

2.0

(b1)

L2 L3

L3

1.5

9

L1

2.5

L1

5

6 Bays

3.0

1.5

1.0

1.0

0.5

0.5

Comb

Comb

0.0

0.0 0

5

10

15

0

6.5 4 3 2     6.5 4  3 2     6.5  4 3  2 

5

10

15

6.5 4 3 2     6.5 4 3 2     6.5 4  3  2 

Figure 237: Graphs showing overstiffness factor for 5 bays (a1) and for 6 bays (b1)  3.5

Ωk

5

7 Bays

9 L1

2.5

3.5 3.0 2.5

(c1)

L2

2.0

L1

(d1)

2.0

L2

L3

1.5

5 7 9

9 Bays

Ωk

7

3.0

L3

1.5

1.0

1.0

0.5

0.5

Comb

0.0

Comb

0.0 0

5

10

15

6.5 4 3 2    6.5 4 3 2    6.5  4 3  2 

0

5

10

15

6.5 4 3 2    6.5 4 3 2     6.5 4  3  2 

Figure 238: Graphs showing overstiffness factor for 7 bays (c1) and for 9 bays (d1) 

Figure 239: Graphs showing overstiffness factor for: 5 bays (a), 6 bays (b), 7 bays (c),  and 9 bays (d) 

Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

384 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

The overstiffness values are also shown in the graphs (see Figure 239), where  they are grouped according to the behaviour factor for the corresponding bay. 

11.4. PROPOSED OVERSTRENGTH FACTORS  In  this  section,  relevant  information  is  given  to  find  a  better  compromise  between q factor and the suggested drift limits of Eurocode 8. Question arises,  which global overstrength should be used as its value drastically changes and  depends on the governing condition of the design e.g., if it is strength base or  stiffness.  The  codified  overstrength  is  convenient  only  in  the  cases  when  the  strength govern the design.   As  highlighted  already  that  the  optimum  and  ideal  scenario  is  attained  only  when elastic overstrength is unity. Another interesting fact is when the gravity  load govern the design (it is not always factual that the drift govern the design  as  the  seismic  forces  might  not  that  much  high  to  size  the  beams).  In  such  circumstances,  fixed  values  might  be  applicable  as  the  codified  formulation  give  higher  overstrength.  In  any  case,  if  the  codified  formulation  gives  less  overstrength  than  the  proposed  one,  then  it  is  convenient  to  use  the  overstrength obtained from the codified formulation.  Table 297: Drift limit, behaviour factor and proposed elastic overstrength  S.No 

Ductility  class 



Compatible drift limits 

Remarks 

(ΩE) 

L1(0.01h) 

Convenient 

1.6 

Intermediate drift limit 

L2(0.0075h) 

NOT convenient 

2.2 



Stringent drift limit 

L3(0.005h) 

NOT convenient 

3.3 



Relax drift limit 

L1(0.01h) 

Convenient 

1.3 

Intermediate drift limit 

L2(0.0075h) 

Convenient 

1.5 

Stringent drift limit 

L3(0.005h) 

NOT convenient 

2.0 

1  2 



DCH 

DCM 

6.5 

4.0 

6  7 

Description 

Drift limit 

Relax drift limit 

Relax drift limit 

L1(0.01h) 

Convenient 

1.3 

Intermediate drift limit 

L2(0.0075h) 

Convenient 

1.4 



Stringent drift limit 

L3(0.005h) 

Less convenient 

1.6 

10 

Relax drift limit 

L1(0.01h) 

Less convenient 

1.1 

Intermediate drift limit 

L2(0.0075h) 

Less convenient 

1.1 

Stringent drift limit 

L3(0.005h) 

convenient 

1.1 



11  12 

DCC 

DCL 

3.0 

2.0 

The compatible combinations (between q factor and the drift limits) are shown  in Table 297; in addition, elastic overstrength is also reported here.  

Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

385 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

6

E

5 L1 L2

4

6

5 7 9

5 Bays

L3

L1

4

3

3

2

2

1

1

L3

L2

(b1)

Comb

Comb

0

0 5

5 7 9

6 Bays

5

(a1)

0

E

10

0

15

5

10

15

6.5 4 3 2     6.5 4 3 2     6.5  4  3  2 

6.5  4  3 2     6.5 4 3 2     6.5 4 3  2 

Figure 240: Graphs showing elastic overstrength for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays  (b1 and b2) 

Figure  240  (5  and  6  bays)  and  Figure  241  (7  and  9  bays),  shows  the  overstiffness of the analysed frames.   6

E

5 7 9

7 Bays

5

5 7 9

9 Bays

E

5 L1

L1

4

6

L2

4

L3

(c1)

3 2

L3

L2

(d1)

3 2

1

1 Comb

Comb

0

0 0

5

10

6.5  4  3 2     6.5 4 3 2     6.5 4  3 2

15

0

5

10

15

6.5 4 3 2     6.5 4 3 2     6.5  4  3  2 

Figure 241: Graphs showing elastic overstrength for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays  (d1 and d2) 

11.5.

PROPOSED RULES 

As an ideal scenario in the design, the elastic overstrength (ΩE) might be unity,  which is mostly not possible to achieve, anyway reaching to the nearest value  is always acceptable. Since the resistance moment  of beam profiles must not  be less than the corresponding design moment, therefore ΩE is always at least  one.  As  shown  previously,  ΩE  varies  with  the  changing  in  drift  limit.  For  instance,  it  increases  when  the  drift  limit  varies  from  the  more  relaxed  one  (0.01h)  to  the  stringent  one  (0.005h).  Consequently,  for  the  cases  where  the  drift limits are dictating the design, the value of this overstrength needs to fix;  Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

386 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

otherwise, the resulted profiles of columns would be drastically huge, thereby  making the design un‐economical therefore, inconvenient.  In  the  cases  where  beams  are  sized  considerably  in  excess  of  the  minimum  requirement,  the  structure  will  start  to  yield  at  a  lateral  force  considerably  greater  than  that  effectively  assumed  in  the  analysis  due  to  the  drift  limitations. Therefore, the column forces will also be greater than predicted by  the  analysis  as  these  are  normally  factored  by  ΩG,E  (Global  overstrength).  The  factor  1.375  is  used  to  allow  for  strain  hardening  in  the  beam  plastic  hinges,  and to provide some degree of additional reserve strength.  In  the  following  some  suggested  values  of  the  elastic  overstrength  are  given  based on the parametric analysis. Such values would help to fix the rest of the  factors  as  well,  for  example,  the  redundancy  factor  and  the  reserve  overstrength  factor  for  an  assumed  ductility  class.  Redundancy  exists  when  multiple  elements  must  yield  or  fail  before  a  complete  collapse  mechanism  forms,  therefore,  it  is  believed  that  structures  possess  low  inherent  redundancy  are  required  to  be  stronger  and  more  resistant  to  damage  and  therefore  seismic  design  forces  are  amplified.  Hence,  it  is  assumed  that  structures having high ductility exhibits high redundancy and vice versa.  In  order  to  account  for  the  width  of  bay  (long,  intermediate,  and  short  span)  and  number  of  storeys,  the  elastic  overstrength  factor  obtained  from  the  pushover analysis are averaged for each combination.  Table  298  shows  the  q  factor  with  compatible  drift  limits  and  overstrength  factors  for  different  materials  overstrength.  It  is  to  be  mentioned  here  that  when  the  suggested  elastic  overstrength  values  are  less  than  3.0  for  a  given  combinations as shown in Table 298, the proposed q factor and drift limit are  supposed  to  be  convenient.  Furthermore,  minimum  of  the  overstrength  obtained  from  Eurocode  8  formulation  and  the  suggested  one  must  be  adopted in the design of columns.   In  fact,  the  proposed  values  are  differing  than  the  AISC/ASCE  recommended  values  as  the  interstorey  drift  limits  and  the  assumed  behaviour  factors  or  response  modification  factors  are  different.  The  proposed  method  can  be  easily demonstrated by Figure 244, in which the re‐evaluation of overstrength  factor is overpassed and therefore an un‐iterated design approach is proposed.  In  Table  299,  q  factors  are  related  to  compatible  drift  limits  and  then  the  overstrength  factors  are  provided.  These  are  shown  for  DCH  (L1=0.01h)  in  Figure 242.a, for DCM (L1=0.01h) in Figure 242.b, and for DCM (L2=0.0075h) in  Figure  242.c.  Similarly,  these  are  shown  in  Figure  243.a,  Figure  243.b  and  Figure  243.c  for  DCC  (L1=0.01h),  DCC  (L2=0.0075h),  and  DCC  (L3=0.005h),  Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

387 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

respectively.  Table 298: Drift limit, behaviour factor and global overstrength with material  overstrength  S.No 

Ductility  class 





DCH 

65 

γov =1.25 

γov =1.2 

γov =1.1 

γov =1.0 

Drift limit 

(ΩE) 

(Ωp) 

(ΩE,p) 

L1(0.01h) 

1.6 

1.3 

2.08 

2.9 

2.7 

2.5 

2.3 

L2(0.0075h) 

Global overstrength (ΩG,E) 

2.2 

1.3 

2.86 

3.9 

3.8 

3.5 

3.1 



L3(0.005h) 

3.3 

1.3 

4.29 

5.9 

5.7 

5.2 

4.7 



L1(0.01h) 

1.3 

1.3 

1.69 

2.3 

2.2 

2.0 

1.9 

L2(0.0075h) 

1.5 

1.3 

1.95 

2.7 

2.6 

2.4 

2.1 



L3(0.005h) 



1.3 

2.6 

3.6 

3.4 

3.1 

2.9 



L1(0.01h) 

1.3 

1.2 

1.6 

2.1 

2.1 

1.9 

1.7 

L2(0.0075h) 

1.4 

1.2 

1.68 

2.3 

2.2 

2.0 

1.8 



L3(0.005h) 

1.6 

1.2 

1.92 

2.6 

2.5 

2.3 

2.1 

10 

L1(0.01h) 

1.1 

1.1 

1.21 

1.7 

1.6 

1.5 

1.3 

L2(0.0075h) 

1.1 

1.1 

1.21 

1.7 

1.6 

1.5 

1.3 

L3(0.005h)  1.1  1.1  1.21  ΩG,E = (ΩE,p)×1.1×γov, represent the global overstrength 

1.7 

1.6 

1.5 

1.3 



DCM 



DCC 

11 

DCL 







12 

Table 299: Drift limit, behaviour factor, proposed global and reserve overstrength  S.No 

Ductility class

q

DCH 

6.5 

DCM 

4.0 

DCC 

3.0 



Drift limit

(ΩE)

(Ωp)

(ΩE,p)

(ΩG,E) 

(ΩReserve) 

L1(0.01h) 

1.6 

1.3 

2.08 

2.9 

2.3 

L2(0.0075h)  L3(0.005h) 

2.2  3.3 

1.3  1.3 

2.86  4.29 

3.9  5.9 

1.7  1.1 

L1(0.01h)  L2(0.0075h)  L3(0.005h)  L1(0.01h) 

1.3  1.5  2  1.3 

1.3  1.3  1.3 

1.69  1.95  2.6 

2.3  2.7  3.6 

1.7  1.5  1.1 

1.2 

1.56 

2.1 

1.4 

L2(0.0075h) 

1.4 

1.2 

1.68 

2.3 

1.3 



L3(0.005h) 

1.6 

1.2 

1.92 

2.6 

1.1 

10 

L1(0.01h) 

1.1 

1.1 

1.21 

1.7 

1.2 

DCL  2.0  11  12  ΩG, E = (ΩE,p)×1.1×γov with γov as 1.25 

L2(0.0075h)   L3(0.005h) 

1.1  1.1 

1.1  1.1 

1.21  1.21 

1.7  1.7 

1.2  1.2 

2  3  4  5  6  7  8 

Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

388 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 242: Proposed global overstrength and reserve overstrength for DCH and DCM 

In this case for completeness, γov is assumed 1.25, the factor 1.1 is used to take  into account the strain hardening. ΩE denotes elastic overstrength whereas ΩG,E  denotes  global  overstrength.  As  like  American  code,  where  the  reserve  overstrength  decreases  when  the  ductility  of  the  resisting  system  decreases,  the  same  philosophy  is  provided  here.  Additionally  as  studied  in  [90]  by  Elnashai and Mwafy, that higher ductility level buildings display higher reserve  strength and is directly attributed to the use of a higher force reduction factor,  which  causes  a  reduction  in  the  design  forces  thus  magnifying  the  effect  of  gravity  loads.  This  statement  holds  for  a  structural  system  explicit  of  the  material  and  therefore  the  same  approach  and  philosophy  is  obtained  and  adopted here. 

Figure 243: Proposed global overstrength and reserve overstrength for DCC 

NOTE:  For  completeness  of  the  task,  it  is  recommended  that  when  strength  governs  the  design  minimum  value  of  global  overstrength  between  the  assumed  one  and  the  one  obtained  from  codified  formulation  of  Eurocode  8  should be employed in the design.  The  suggested  rules  allow  pre‐deciding  of  drift  limit  for  an  assumed  ductility  class. Since, the rules are fixed and as the suggested rules are fixed; therefore,  unknown iterations are not be required to satisfy the capacity design rules.  Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

389 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 244: Proposed capacity design flowchart for steel MRFs 

11.5.1. Steps for applicability of the proposed rules  The  overstrength  factor  is  also  related  to  the  number  of  bays  and  to  the  number of storeys. The following procedure can be used for optimum design of  MRFs. 



Design frame for gravity loading 



Find  overstrength  factor  using  Eurocode  8  formulation  and  use  the  minimum  between  the  code  value  and  of  the  one  of  the  proposed  method 



Check beams for siesmic condition 



If  beams  are  influenced  by  seismic  condition,  find  overstrength  again  and use the  minimum between the  code value and of the one of the  proposed method 



Design columns for the capacity design combinations 



Check drift 

From  the  optimization  rules  of  frames,  interesting  remarks  are  drawn,  some  suggestions  together  with  thumb  rules  for  the  optimum  design  of  steel  moment  resisting  frames  are  provided.  The  thumb  rules  are  based  on  the  previously  144‐designed  frames,  these  are  analysed  with  static  pushover  analysis.   From the obtained results, it is therefore, concluded that when a ductility class  for the primary members is defined a suitable drift limit should be chosen such  that the two limit states does not indulge each other. This misperception of the  designer  about  moment  resisting  frames  that  they  are  quite  deformable  (not  comparing with the other lateral load resisting systems) and that drift criterion  is  governing,  holds  when  the  adopted  drift  limit  is  not  compatible  with  the  behaviour factor. Therefore, when the designer choose a behaviour factor that  Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

390 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

at the end cannot be achieved due to the deformability criteria leads to have  an inconvenient design of steel moment resisting frames.  Therefore, at the end it is suggested to preliminary choose a proper interstory  drift limit before choosing the ductility of the frame. Another way could be the  adoption of the cladding system when a ductility class is assumed, for example,  when high ductility is assumed for the framing system (primary member), this  is inconvenient to decide a cladding system that is defined as brittle. Similarly,  if  a  brittle  system  of  cladding  is  assumed;  it  is  inappropriate  to  decide  the  primary  element  to  be  highly  ductile  as  they  can  be  designed  with  elastic  analysis  for  a  frequent  earthquake.  For  completeness,  in  the  end,  it  needs  to  be  underlined  that,  use  of  high  ductility  with  brittle  material  at  façade  is  a  choice that leads to pay two times by the owner; this means that the choice of  structural  elements  and  non‐structural  elements  are  directly  related  to  each  other.  Further, it is also concluded that the overstrength of the frames in Eurocode 8  is defined well and is convenient when the seismic situation govern the design  for  strength,  when  the  design  of  frame  is  governed  by  drift  due  to  the  inconvenient  choice  of  drift;  the  Eurocode  8  definition  of  overstrength  does  not hold any stability and vary drastically. The proposed methodology will not  only allow the designers to use Eurocode 8 optimally for the seismic design of  frames  but  will  also  let  a  consistent  design  approach  without  un‐necessary  iteration. 

FUTURE STUDIES  The  presented  study  evolved  interesting  results  and  to  the  point  suggestions  for  the  technicians  involved  in  the  design  for  moment  resisting  frames.  The  study is aimed to be continued in order to suitably apply the optimization rules  and therefore to check the extent of its applicability.  Further, the consequences of connections are also intended to be investigated  in  the  future  studies.  As  the  foreseen  observations  are  for  rigid  connections,  therefore  one  can  think  for  the  Eurocode  8  provisions  when  semi‐rigid  connections are provided, as they are more flexible. 

   

Chapter No. 11: Conclusions and optimization rules  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

391 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

References [1] 

[2] 

[3] 

[4]  [5] 

[6] 

[7] 

[8]  [9] 

[10] 

[11]  [12]  [13]  [14] 

[15] 

C. Meletti, E. Patacca, and P. Scandone, "Construction of a seismotectonic  model: the case of Italy," Pure and Applied Geophysics, vol. 157, pp. 11‐35,  2000.  G. Solomos, A. Pinto, and S. Dimova, "A review of the seismic hazard zonation  in national building codes in the context of Eurocode 8," European  Commission, EUR, vol. 23563, p. 72, 2008.  S. Cutcliffe, "On Shaky Ground: A History of Earthquake Resistant Building  Design Codes and Safety Standards in the United States in the Twentieth  Century," Bulletin of Science Technology and Society, vol. 16, pp. 311‐328,  1996.  S. H. Cutcliffe, "Earthquake resistant building design codes and safety  standards: The California experience," GeoJournal, vol. 51, pp. 259‐262, 2000.  T. Rossetto and N. Peiris, "Observations of damage due to the Kashmir  earthquake of October 8, 2005 and study of current seismic provisions for  buildings in Pakistan," Bulletin of Earthquake Engineering, vol. 7, pp. 681‐699,  2009.  R. O. Hamburger. (2009). Facts for Steel Buildings Number 3 ‐ Earthquakes and  Seismic Design. Available: http://www.aisc.org/store/p‐1995‐facts‐for‐steel‐ buildings‐number‐3‐earthquakes‐and‐seismic.aspx  N. Ahmad, "A Note on The 2012 Emilia‐Romagna Earthquake, Italy,"  International Journal of Earth Sciences and Engineering, vol. Vol 5. No.3 p. 1,  2012.  R. Jackson, Thirty Seconds at Quetta. The story of an earthquake. [With  plates.]: Evans Brothers, 1960.  N. Ahmad, "Seismic risk assessment and loss estimation of building stock of  Pakistan," PhD PhD thesis, ROSE School‐IUSS Pavia, University of Pavia, Pavia,  2011.  S. L. Kumar, "Theory of Earthquake Resisting Design With a Note on  Earthquake Resisting Construction in Baluchistan," Punjab Enginering  Congress, 1933.  R. Reitherman, "Effects of Significant Earthquakes On the Development of  Earthquake Engineering," presented at the 2006 NZSEE, New Zealand, 2006.  S. K. Jain and N. C. Nigam, "Historical developments and current status of  earthquake engineering in India," 2000.  UBC‐1997, "International Conference of Building Officials,," ed. Whittier,  California 1997.  Building Code of Pakistan (BCP), "Building Code of Pakistan (Seismic  Provisions‐2007)," in Ministry of Housing and Works, ed. Islamabad: Pakistan  Engineering Council, 2007.  R. O. Hamburger and N. A. Nazir, "Seismic design of steel structures," ed: CRC  Press, Boca Raton, Florida, 2003. 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

392 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[16]  [17]  [18]  [19]  [20]  [21]  [22]  [23] 

[24] 

[25] 

[26] 

[27]  [28]  [29] 

[30]  [31] 

[32] 

[33] 

J. Barsom and S. Korvink, "Through‐thickness properties of structural steels,"  Journal of Structural Engineering, vol. 124, pp. 727‐735, 1998.  W. F. Chen and C. Scawthorn, Earthquake engineering handbook vol. 24: CRC,  2002.  F. Naeim, The seismic design handbook: Springer, 1989.  A. Hayward, F. Weare, and A. Oakhill, Steel detailers' manual: Wiley‐Blackwell,  2011.  M. B. Wong, Plastic analysis and design of steel structures: Butterworth‐ Heinemann, 2009.  N. S. Trahair, M. A. Bradford, D. A. Nethercot, and L. Gardner, The Behaviour  and Design of Steel Structures to EC3 4E: Taylor & Francis, 2008.  H. A. Nageim, Steel structures: practical design studies: Taylor & Francis, 2005.  Scott M. Adan and R. O. Hamburger. (2010) Steel Special Moment Frames: A  Historic Perspective. STRUCTURE. Available:  http://www.structuremag.org/Archives/2010‐6/C‐StructPerf‐Adan‐June10.pdf  C. W. Roeder and E. P. Popov, "Inelastic behavior of eccentrically braced steel  frames under cyclic loadings," NASA STI/Recon Technical Report N, vol. 78, p.  20375, 1977.  A. Derecho, M. Iqbal, S. Ghosh, M. Fintel, W. Corley, and A. Scanlon,  "Structural walls in earthquake‐resistant buildings: Dynamic analysis of  isolated structural walls. Development of design procedure: Design force  levels," Final Report Portland Cement Association, Skokie, IL. Construction  Technology Labs., vol. 1, 1981.  S. El‐Bahey and M. Bruneau, "Bridge piers with structural fuses and bi‐steel  columns. II: Analytical investigation," Journal of Bridge Engineering, vol. 17,  pp. 36‐46, 2011.  M. Bruneau, C. M. Uang, and A. S. Whittaker, Ductile design of steel  structures: McGraw‐Hill Professional, 1998.  E. D. Booth and D. Key, Earthquake design practice for buildings: Thomas  Telford Services Ltd, 2006.  A. Mirzaei, H. Estekanchi, and A. Vafaei, "Application of Endurance Time  Method in Performance‐Based Design of Steel Moment Frames," Scientia  Itanica, 2010.  S. T. Bungale, "Wind and Earthquake Resistant Buildings Structural Analysis  and Design," ed: Marcel Dekker, USA, 2005, 892 p, 2005.  T. Margaret, Eduardo Castro., P. Flavio, B. Andrzej, and E. Mohammed. (2008)  Performance‐Based Design with Application to Seismic Hazard. STRUCTURE.  Available: http://www.structuremag.org/Archives/2008‐6/C‐StrDesign‐ ettouney‐etal‐June‐08.pdf  EN‐1998‐1, "Eurocode 8, Design of Structures for Earthquake Resistance, Part  1: General rules, seismic actions and rules for buildings," in European  Committee for Standardization, CEN, ed. 36 B‐1050, Brussels, 2005.  M. N. Fardis, Seismic design, assessment and retrofitting of concrete buildings:  based on EN‐Eurocode 8 vol. 8: Springer Verlag, 2009. 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

393 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[34] 

[35]  [36]  [37]  [38]  [39]  [40]  [41] 

[42]  [43] 

[44] 

[45]  [46] 

[47]  [48] 

[49] 

[50] 

[51] 

J. Diebold, K. Moore, T. Hale, and G. Mochizuki, "SEAOC Blue Book: Seismic  Design Recommendations 1959 to 2008," ed: International Association for  Earthquake Engineering, 2008.  A. K. Chopra, Dynamics of structures vol. 1: Prentice Hall, 1995.  M. N. Fardis, Advances in performance‐based earthquake engineering vol. 13:  Springer Verlag, 2010.  S. K. Kunnath, "Chapter 5: Performance‐based seismic design and evaluation  of building structures," ed, 2006.  V. Gioncu and F. M. Mazzolani, Ductility of seismic resistant steel structures  vol. 1: Taylor & Francis, 2002.  ANSI/AISC‐341‐10, "Seismic provisions for structural steel buildings," ed.  Chicago, Illinois 60601‐1802: American Institute of Steel Construction, 2010.  ANSI/AISC‐360‐10, "Specification for structural steel buildings," ed. Chicago,  Illinois 60601‐1802: American Institute of Steel Construction, 2010.  P. FEMA‐350, "Recommended seismic design criteria for new steel moment‐ frame buildings FEMA‐350," in FEMA‐350, Rich mond, Calif, ed. Washington,  DC, 2000.  P. FEMA‐356, "Commentary for the seismic rehabilitation of buildings, FEMA‐ 356," in Federal Emergency Management Agency, ed. Washington, DC, 2000.  NEHRP‐1998, "NEHRP recommended provisions for seismic regulations for  new buildings [1997 ed.]," in Federal Emergency Management Agency, FEMA  vol. 302, ed, 1998, p. 337.  P. FEMA‐273, "NEHRP Guidelines for the Seismic Rehabilitation of Buildings‐ FEMA‐273," in Federal Emergency Management Agency, ed. Washington, DC,  1997.  M. Brescia, "Rotation capacity and overstrength of steel members for seismic  design," Universita’ degli Studi di Napoli Federico II, 2008.  Scott M. Adan and Ronald O. Hamburger. (2010) Steel Special Moment  Frames. STRUCTURE. Available: http://www.structuremag.org/Archives/2010‐ 11/C‐StrucPerformance‐Adan‐Nov10.pdf  G. Metelli, "Theoretical and experimental study on the cyclic behaviour of X  braced steel frames," Engineering Structures, vol. 46, pp. 763‐773, 2013.  G. Brandonisio, M. Toreno, E. Grande, E. Mele, and A. De Luca, "Seismic  design of concentric braced frames," Journal of Constructional Steel Research,  vol. 78, pp. 22‐37, 11// 2012.  H. Moghaddam, I. Hajirasouliha, and A. Doostan, "Optimum seismic design of  concentrically braced steel frames: concepts and design procedures," Journal  of Constructional Steel Research, vol. 61, pp. 151‐166, 2005.  P. Uriz and S. A. Mahin, "Seismic performance assessment of concentrically  braced steel frames," in Proceedings of the 13th world conference on  earthquake engineering, 2004, p. 6.  E. M. Marino, M. Nakashima, and K. M. Mosalam, "Comparison of European  and Japanese seismic design of steel building structures," Engineering  structures, vol. 27, pp. 827‐840, 2005. 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

394 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[52] 

[53]  [54] 

[55] 

[56]  [57]  [58]  [59] 

[60] 

[61]  [62] 

[63] 

[64]  [65]  [66] 

[67]  [68]  [69] 

E. M. Marino and M. Nakashima, "Seismic performance and new design  procedure for chevron‐braced frames," Earthquake engineering & structural  dynamics, vol. 35, pp. 433‐452, 2006.  D. Key, "Seismic Design Codes: Philosophy» Application and Effectiveness,"  1993, pp. 273‐83.  ASCE/SEI‐7‐10, "Minimum design loads for buildings and other structures," ed.  1801 Alexander Bell Drive Reston, Virginia 20191: American Society of Civil  Engineers, 2010.  I. B. Code, "Internationa Building Code 2009 (IBC‐2009)," ed. 4051 West  Flossmoor Road, Country Club Hills, Illinois 60478. U.S.A: International code  council, 2009.  NBCC, "National Building Code of Canada," Institute for Research in  Construction, 2005.  NZS‐code, "Code of practice for general structural design and design loadings  for buildings," NZ Standards Association, Wellington, 1992.  Australian Standards (A.S), "Part 4: Earthquake Loads," in Minimum Design  Loads on Structures, , ed, 1993.  J. Humar and M. Rahgozar, "Concept of overstrength in seismic design,"  presented at the Eleventh world conference on earthquake engineering  (11WCEE), ACAPULCO, MEXICO, 1996.  T. Balendra and X. Huang, "Overstrength and ductility factors for steel frames  designed according to BS 5950," Journal of Structural Engineering, vol. 129, p.  1019, 2003.  !!! INVALID CITATION !!!  H. Krawinkler and M. Zohrei, "Cumulative damage in steel structures  subjected to earthquake ground motions," Computers & Structures, vol. 16,  pp. 531‐541, 1983.  G. H. Powell and R. Allahabadi, "Seismic damage prediction by deterministic  methods: concepts and procedures," Earthquake engineering & structural  dynamics, vol. 16, pp. 719‐734, 1988.  A. S. Veletsos and N. M. Newmark, "Effect of inelastic behavior on the  response of simple systems to earthquake motions," 1960.  J. Penzien, "Elasto‐Plastic Response of Idealized Multi‐Story Structures  Subjected to a strong Motion Earthquake, II WCEE," ed: Tokyo, 1960.  N. M. H. Newmark, W. J., "Seismic design criteria for nuclear reactor  facilities,," in Building Practices for Disaster Mitigation, National Bureau of  Standards, , ed. United States: U. S. Department of Commerce,, 1973, pp. 209‐ 236.  S. A. Mahin and V. V. Bertero, "An evaluation of inelastic seismic design  spectra," Journal of the Structural Division, vol. 107, pp. 1777‐1795, 1981.  V. Piluso, Theory and design of seismic resistant steel frames: Taylor & Francis,  1996.  G. Ballio, ECCS approach for the design of steel structures to resist  earthquakes: IABSE, 1985. 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

395 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[70]  [71]  [72]  [73]  [74]  [75]  [76]  [77] 

[78]  [79]  [80] 

[81]  [82]  [83]  [84]  [85] 

[86] 

[87] 

[88] 

V. Petrini, P. Setti, and R. Zandonini, "Inelastic behaviour of steel frames  subjected to strong earthquakes," 1982.  H. Krawinkler, "New trends in seismic design methodology," 1995.  E. Miranda and V. V. Bertero, "Evaluation of strength reduction factors for  earthquake‐resistant design," Earthquake Spectra, vol. 10, pp. 357‐357, 1994.  P. Fajfar, "Capacity spectrum method based on inelastic demand spectra,"  Earthquake engineering and structural dynamics, vol. 28, pp. 979‐994, 1999.  G. W. Housner, "Behavior of structures during earthquakes," 1959.  M. Como and G. Lanni, "Aseismic toughness of structures," Meccanica, vol. 18,  pp. 107‐114, 1983.  B. Kato and H. Akiyama, "Seismic design of steel buildings," Journal of the  Structural Division, vol. 108, pp. 1709‐1721, 1982.  SEAOC Seismology Committee. (2008) A Brief Guide to Seismic Design Factors.  STRUCTURE. Available: http://www.structuremag.org/Archives/2008‐9/C‐ GuestCol‐SeismicDesign‐SEAOC‐Sept08.pdf  C. M. Uang, "Establishing R (or Rw) and Cd factors for building seismic  provisions," Journal of Structural Engineering, vol. 117, pp. 19‐28, 1991.  V. Gioncu, "Framed structures. Ductility and seismic response: General  Report," Journal of Constructional Steel Research, vol. 55, pp. 125‐154, 2000.  M. Esposto, "PTED beam‐to‐column connections for steel moment resisting  frames: structural identification based on numerical analyses," PhD,  Department of Structural Engineering, Faculty of Engineering, University of  Naples, Federico II, Naples, 2008.  T. Paulay and M. J. N. Priestley, Seismic design of reinforced concrete and  masonry buildings: Wiley Online Library, 1992.  M. J. N. Priestley, Myths and fallacies in earthquake engineering, revisited:  IUSS press, 2003.  A. Plumier, "General report on local ductility," Journal of Constructional Steel  Research, vol. 55, pp. 91‐107, 2000.  M. Rahgozar and J. Humar, "Accounting for overstrength in seismic design of  steel structures," Canadian journal of civil engineering, vol. 25, pp. 1‐15, 1998.  D. Mitchell, R. Tremblay, E. Karacabeyli, P. Paultre, M. Saatcioglu, and D. L.  Anderson, "Seismic force modification factors for the proposed 2005 edition  of the National Building Code of Canada," Canadian journal of civil  engineering, vol. 30, pp. 308‐327, 2003.  V. V. Bertero, A. E. Aktan, F. A. Charney, and R. Sause, "US–Japan cooperative  earthquake research program: earthquake simulation tests and associated  studies of a 1/5 th scale model of a 7‐story reinforced concrete test  structure," 1984.  C. M. Uang and V. V. Bertero, Earthquake simulation tests and associated  studies of a 0.3‐scale model of a six‐story concentrically braced steel structure  vol. 86: Earthquake Engineering Research Center, College of Engineering,  University of California, 1986.  A. S. Whittaker, V. V. Bertero, and C. Thompson, Earthquake simulator testing 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

396 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[89] 

[90] 

[91]  [92]  [93]  [94] 

[95] 

[96] 

[97]  [98] 

[99] 

[100] 

[101] 

[102] 

[103] 

of steel plate added damping and stiffness elements vol. 89: Earthquake  Engineering Research Center, University of California at Berkeley, 1989.  J. Osteraas and H. Krawinkler, "The Mexico earthquake of September 19,  1985—Behavior of steel buildings," Earthquake spectra, vol. 5, pp. 51‐88,  1989.  A. S. Elnashai and A. M. Mwafy, "Overstrength and force reduction factors of  multistorey reinforced concrete buildings," The structural Design of Tall  Buildings, vol. 11, pp. 329‐351, 2002.  J. Kim and H. Choi, "Response modification factors of chevron‐braced frames,"  Engineering Structures, vol. 27, pp. 285‐300, 2005.  A. J. Kappos, "Evaluation of behaviour factors on the basis of ductility and  overstrength studies," Engineering Structures, vol. 21, pp. 823‐835, 1999.  A. A. Nassar and H. Krawinkler, "Seismic demands for SDOF and MDOF  systems," Engineering, vol. 95, 1991.  V. V. Bertero, Design guidelines for ductility and drift limits: review of state‐of‐ the‐practice and state‐of‐the‐art in ductility and drift‐based earthquake‐ resistant design of buildings vol. 91: Earthquake Engineering Research Center,  University of California at Berkeley, 1991.  R. L. Sanchez and A. Plumier, "Parametric study of ductile moment‐resisting  steel frames: A first step towards Eurocode 8 calibration," Earthquake  Engineering & Structural Dynamics, vol. 37, pp. 1135‐1155, 2008.  G. Ballio, C. A. Castiglioni, and F. Perotti, "On the assessment of structural  design factors for steel structures," 9th WCEE, Tokyo, vol. 5, pp. 1167‐1171,  1988.  F. Mazzolani and V. Piluso, "ECCS manual on design of steel structures in  seismic zones," ECCS, TC, vol. 13, 1994.  M. Nakashima and P. Chusilp, "A partial view of Japanese post‐Kobe seismic  design and construction practices," Earthquake Engineering and Engineering  Seismology, vol. 4, pp. 3‐13, 2003.  M. Nakashima, C. W. Roeder, and Y. Maruoka, "Steel moment frames for  earthquakes in United States and Japan," Journal of Structural Engineering,  vol. 126, p. 861, 2000.  L. M. Rand, J. P. Fleming, and L. G. Archuleta, "A comparative parametric study  of the AISC 1978, DIN 18–800 (1) and BS5950 steel design codes," Finite  Elements in Analysis and Design, vol. 4, pp. 91‐114, 1988.  A. Elghazouli, "Assessment of European seismic design procedures for steel  framed structures," Bulletin of Earthquake Engineering, vol. 8, pp. 65‐89,  2010.  S. Paul, C. Murty, and S. K. Jain, "State‐of‐the‐art Review of Seismic Design of  Steel Moment Resisting Frames–Part I: General Considerations and Stability  Provisions," Journal of Structural Engineering, vol. 27, pp. 23‐32, 2000.  S. Paul, C. Murty, and S. K. Jain, "State‐of‐the‐art review of seismic design of  steel moment resisting frames Part II+: Strength and Drift criteria," Journal of  Structural Engineering, vol. 27, p. 117, 2000. 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

397 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[104] 

[105] 

[106] 

[107] 

[108]  [109]  [110]  [111] 

[112]  [113] 

[114] 

[115] 

[116]  [117] 

[118]  [119] 

[120] 

E. Mele, A. De Luca, and L. Di Sarno, "Design aspects affecting the seismic  behaviour of steel MRF buildings: analysis of three case studies," presented at  the 12th World Conference on Earthquake Engineering, Auckland, N.Z., 2000.  E. Mele, L. Di Sarno, and A. De Luca, "Seismic behaviour of perimeter and  spatial steel frames," Journal of earthquake engineering, vol. 8, pp. 457‐496,  2004.  T. Hasegawa, K. Takahashi, and T. Nagao, "Comparison of seismic  performance between U.S. Steel perimeter frame and Japanese spatial  moment resisting frame," presented at the 12th World Conference on  Earthquake Engineering (WCEE), Auckland, N.Z., 2000.  D. Özhendekci and N. Özhendekci, "Seismic performance of steel special  moment resisting frames with different span arrangements," Journal of  Constructional Steel Research, vol. 72, pp. 51–60, 2011.  A. Gupta and H. Krawinkler, "Seismic demands for the performance evaluation  of steel moment resisting frame structures," Stanford University, 1998.  R. K. Goel and A. K. Chopra, "Period formulas for moment‐resisting frame  buildings," Civil and Environmental Engineering, p. 62, 1997.  R. K. Goel and A. K. Chopra, "Evaluation of modal and FEMA pushover  analyses: SAC buildings," Earthquake spectra, vol. 20, p. 225, 2004.  S. Y. Yun, R. O. Hamburger, C. A. Cornell, and D. A. Foutch, "Seismic  performance evaluation for steel moment frames," Journal of Structural  Engineering, vol. 128, pp. 534‐545, 2002.  D. A. Foutch and S. Y. Yun, "Modeling of steel moment frames for seismic  loads," Journal of Constructional Steel Research, vol. 58, pp. 529‐564, 2002.  K. Lee and D. A. Foutch, "Seismic performance evaluation of pre‐Northridge  steel frame buildings with brittle connections," Journal of Structural  Engineering, vol. 128, p. 546, 2002.  S. Mahin, J. Malley, and R. Hamburger, "Overview of the FEMA/SAC program  for reduction of earthquake hazards in steel moment frame structures,"  Journal of Constructional Steel Research, vol. 58, pp. 511‐528, 2002.  S. A. Mahin, J. O. Malley, R. O. Hamburger, and M. Mahoney, "Overview of the  US program for reduction of earthquake hazards in steel moment‐frame  structures," Earthquake Spectra, vol. 19, p. 237, 2003.  S. A. Freeman, "Prediction of response of concrete buildings to severe  earthquake motion," pp. 589‐605, 1978.  P. Fajfar and M. Fischinger, "N2‐A method for non‐linear seismic analysis of  regular buildings," presented at the Proceedings of 9th World Conference on  Earthquake Engineering (WCEE), Tokyo Japan, 1988.  P. Fajfar, "A nonlinear analysis method for performance‐based seismic  design," Earthquake Spectra, vol. 16, pp. 573‐592, 2000.  M. O. Eberhard and M. A. Sozen, "Behavior Based Method to Determine  Design Shear in Earthquake Resistant Walls," Journal of Structural  Engineering, vol. 119, pp. 619‐640, 1993.  H. Krawinkler and G. Seneviratna, "Pros and cons of a pushover analysis of 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

398 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[121] 

[122]  [123]  [124] 

[125] 

[126] 

[127] 

[128]  [129] 

[130] 

[131] 

[132] 

[133] 

[134] 

[135] 

seismic performance evaluation," Engineering structures, vol. 20, pp. 452‐464,  1998.  W. Tso and A. Moghadam, "Pushover procedure for seismic analysis of  buildings," Progress in Structural Engineering and Materials, vol. 1, pp. 337‐ 344, 1998.  A. Mwafy and A. S. Elnashai, "Static pushover versus dynamic collapse analysis  of RC buildings," Engineering structures, vol. 23, pp. 407‐424, 2001.  S. K. Kunnath and B. Gupta, "Validity of deformation demand estimates using  nonlinear static procedures," 2000.  F. M. Mazzolani and V. Piluso, "Plastic design of seismic resistant steel  frames," Earthquake engineering & structural dynamics, vol. 26, pp. 167‐191,  1997.  S. W. Choi and H. S. Park, "A Study to Reduce the Inter‐story Drifts of Steel  Moment Frames Subjected to Seismic Load," Procedia Engineering, vol. 14,  pp. 325‐328, 2011.  M. Fathi, F. Daneshjoo, and R. E. Melchers, "A method for determining the  behaviour factor of moment‐resisting steel frames with semi‐rigid  connections," Engineering Structures, vol. 28, pp. 514‐531, 2006.  C. A. Castiglioni and A. Zambrano, "Determination of the behaviour factor of  steel moment‐resisting (MR) frames by a damage accumulation approach,"  Journal of Constructional Steel Research, vol. 66, pp. 723‐735, 2010.  V. Gioncu and F. M. Mazzolani, Earthquake engineering for structural design:  Taylor & Francis, 2009.  G. De Matteis, "Effect of lightweight cladding panels on the seismic  performance of moment resisting steel frames," Engineering structures, vol.  27, pp. 1662‐1676, 2005.  G. De Matteis, R. Landolfo, and F. Mazzolani, "Seismic response of MR steel  frames with low‐yield steel shear panels," Engineering Structures, vol. 25, pp.  155‐168, 2003.  G. De Matteis, F. Mazzolani, and S. Panico, "Pure aluminium shear panels as  dissipative devices in moment‐resisting steel frames," Earthquake Engineering  & Structural Dynamics, vol. 36, pp. 841‐859, 2007.  G. Della Corte, De Matteis, G., Landolfo, R., Mazzolani, FM., "Seismic analysis  of MR steel frames based on refined hysteretic models of connections,"  Journal of Constructional Steel Research, vol. 58, pp. 1331‐1345, 2002.  J. D. a. K. Osteraas, H.,. (1990). Strength and Ductility Considerations in Seismic  Design ‐ Report No 90. Available:  https://blume.stanford.edu/sites/default/files/TR90_Osteraas.pdf  P. FEMA‐450, "NEHRP Recommended Provisions for Seismic Regulations for  New Buildings and Other Structures (FEMA 450)," in Building Seismic Safety  Council of the National Institute of Building Sciences, ed. Washington, DC,  2003.  C. K. Kang and B. J. Choi, "Statistical study and evaluation of ductility factors  for elastic perfectly plastic SDOF systems in stiff soils," International Journal of 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

399 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[136]  [137] 

[138] 

[139]  [140]  [141]  [142] 

[143]  [144]  [145] 

[146] 

[147]  [148] 

[149]  [150]  [151] 

[152] 

[153] 

Steel Structures, vol. 4, pp. 15‐24, 2004.  S. S. P. Lai and J. M. Biggs, "Inelastic response spectra for aseismic building  design," Journal of the Structural Division, vol. 106, pp. 1295‐1310, 1980.  R. Riddell and N. M. Newmark, "Statistical analysis of the response of  nonlinear systems subjected to earthquakes," Illinois Univ., Urbana (USA).  Dept. of Civil Engineering1979.  R. Riddell, P. Hidalgo, and E. Cruz, "Response modification factors for  earthquake resistant design of short period buildings," Earthquake spectra,  vol. 5, pp. 571‐590, 1989.  E. Miranda, "Site Dependent Strength Reduction Factors," Journal of  Structural Engineering, vol. 119, p. 3503, 1993.  B. Borzi and A. S. Elnashai, "Refined force reduction factors for seismic  design," Engineering Structures, vol. 22, pp. 1244‐1260, 2000.  H. Furuta, M. Shinozuka, and J. T. P. Yao, "Probabilistic and fuzzy  representation of redundancy in structural systems," ed, 1985.  Applied Technology Council (ATC), "Structural Response Modification Factors  (ATC‐19)," 1995 ed. Redwood City, California 94065: APPLIED TECHNOLOGY  COUNCIL, 1995.  D. M. Frangopol and J. P. Curley, "Damage States, Redundancy and System  Strength," 1987.  J. Tang and J. Yao, "Evaluation of Structural Damage and Redundancy," 1987.  N. F. G. Youssef, D. Bonowitz, and J. L. Gross, "A survey of steel moment‐ resisting frame buildings affected by the 1994 Northridge earthquake," The  National Institute of Standards and Technology (NIST) 1995.  S. L. Wood, "Performance of reinforced concrete buildings during the 1985  Chile earthquake: Implications for the design of structural walls," Earthquake  spectra, vol. 7, pp. 607‐638, 1991.  F. Moses, "Reliability of structural systems," Journal of the Structural Division,  vol. 100, pp. 1813‐1820, 1974.  NEHRP, "NEHRP Recommended Provisions for Seismic Regulations for New  Buildings and Other Structures (FEMA 450)," ed: Building Seismic Safety  Council of the National Institute of Building Sciences Washington, DC, 2003.  NEHRP, "Strategic Plan for the National Earthquake Hazards Reduction  Program," FEMA, NIST, USGS report 20082008.  F. M. Mazzolani, "3D aluminium structures," Thin‐Walled Structures, vol. 61,  pp. 258–266, 2012.  M. T. Naqash, G. De Matteis, and A. De Luca, "Seismic design of Steel Moment  Resisting frames‐European Versus American Practice," NED University Journal  of Research, vol. Thematic Issue on Earthquake, pp. 45‐59, October 2012  2012.  M. T. Naqash, "Optimum design of Steel Moment Resisting Frames using  Eurocode 8," PhD Doctorate Thesis, Department of Engineering and Geology,  University of Chiete and Pescara, Pescara, 2012.  F. Mazzolani, Aluminium alloy structures: Taylor & Francis, 1994. 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

400 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[154] 

[155]  [156]  [157]  [158]  [159]  [160] 

[161] 

[162]  [163] 

[164] 

[165] 

[166]  [167] 

[168] 

[169] 

[170]  [171] 

S. A. Mahin, "Overview of the U.S. Program for Reduction of Earthquake  Hazards in Steel Moment‐Frame Structures," Earthquake Spectra, vol. Vol. 19,  2003.  B. Dowswell, "Steel Connection Design—What You Didn’t Learn in School," in  2006 Structural Engineering and Public Safety, 2006, pp. 1‐10.  B. Dowswell, "Calculation of Transfer Forces in Steel Structures," in Structures  2004—Building On The Past@ sSecuring The Future, 2004, pp. 1‐7.  M. T. Naqash, "Atelier I "Design of Industrial building"," Department of  Structural Engineering University of Naples "Federico II"2009.  M. T. Naqash, "Atelier II "Design of Multisotry building"," Department of  Structural Engineering University of Naples "Federico II"2009.  L. A. Soltis and T. L. Wilkinson, Bolted‐connection design: US Department of  Agriculture, Forest Service, Forest Products Laboratory, 1987.  EN‐1993‐1‐8, "Eurocode 3. Design of steel structures. Part 1‐8: Design of Joints   ", ed. 36 B‐1050, Brussels: European Committee for Standardization, CEN,  2005.  C. Faella, V. Piluso, and G. Rizzano, "A new method to design extended end  plate connections and semirigid braced frames," Journal of Constructional  Steel Research, vol. 41, pp. 61‐91, 1997.  C. Faella, V. Piluso, and G. Rizzano, Structural steel semirigid connections:  theory, design, and software: CRC press, 1999.  F. Iannone, M. Latour, V. Piluso, and G. Rizzano, "Experimental analysis of  bolted steel beam‐to‐column connections: Component identification," Journal  of Earthquake Engineering, vol. 15, pp. 214‐244, 2011.  M. Latour, V. Piluso, and G. Rizzano, "Cyclic Modeling of Bolted Beam‐to‐ Column Connections: Component Approach," Journal of Earthquake  Engineering, vol. 15, pp. 537‐563, 2011.  C. Faella, V. Piluso, and G. Rizzano, "Cyclic behaviour of bolted joint  components," Journal of Constructional Steel Research, vol. 46, pp. 433‐434,  1998.  G. De Matteis, "Title," unpublished|.  C. Faella, V. Piluso, and G. Rizzano, "Connection influence on the elastic and  inelastic behaviour of steel frames," in International workshop and seminar on  behaviour of steel structures in seismic areas, STESSA, 1994.  G. Della Corte, G. De Matteis, and R. Landolfo, "Influence of connection  modelling on seismic response of moment resisting steel frames," Moment  resistant connections of steel buildings frames in seismic areas, E. & FN Spon,  London, pp. 485‐512, 2000.  L. Calado, G. De Matteis, and R. Landolfo, "Experimental response of top and  seat angle semi‐rigid steel frame connections," Materials and Structures, vol.  33, pp. 499‐510, 2000.  EN‐1999‐1‐1, "Design of aluminium structures," in European Committee for  Standardization, CEN, ed. 36 B‐1050, Brussels, 2007.  G. De Matteis, R. Landolfo, and L. Calado, "Cyclic behaviour of semi‐rigid angle 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

401 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[172] 

[173] 

[174] 

[175]  [176]  [177] 

[178] 

[179] 

[180] 

[181] 

[182] 

[183] 

[184] 

[185] 

connections: A comparative study of tests and modeling," Behaviour of Steel  Structures in Seismic Areas, pp. 165‐174, 2000.  L. Calado, G. De Matteis, R. Landolfo, and F. Mazzolani, "Cyclic Behavior of  Steel Beam‐to‐Column Connections: Interpretation of Experimental Results,"  in SDSS’99 Stability and Ductility of Steel Structures, Proc. 6th International  Colloquium, 1999, pp. 211‐220.  E. Cosenza, A. De Luca, and C. Faella, "Elastic buckling of semi‐rigid sway  frames," Elsevier Applied Science, Structural Connections. Stability and  Strength, pp. 253‐295, 1989.  M. De Stefano, A. De Luca, and A. Astaneh‐Asl, "Modeling of cyclic moment‐ rotation response of double‐angle connections," Journal of Structural  Engineering, vol. 120, pp. 212‐229, 1994.  P. Zoetemeijer, "A design method for the tension side of statically loaded  bolted beam‐to‐column connections," Monogr. Heron, vol. 20, 1974.  EN‐1993‐1‐8, "Design of steel structures " in Part 1.8: Design of joints, ed. 36  B‐1050, Brussels: European Committee for Standardization, CEN, 2005.  G. De Matteis, R. Landolfo, and F. Mazzolani, "Experimental Analysis of  Aluminium T‐stubs: framing of the research activity," in Proc. of the 8th Int.  Conf. on Joints in Aluminium (INALCO 2001), Munich (Germany), 2001, pp. 28‐ 30.  The Steel Construction Institute, Joints in Steel Construction Moment  Connections. Silwood Park London, England: The Steel Construction Institute,  1995.  A. M. Girão Coelho, Bijlaard, F.S.K., Gresnigt, N., Simões da Silva, L.,  "Experimental assessment of the behaviour of bolted T‐stub connections  made up of welded plates," Journal of Constructional Steel Research, vol. 60,  pp. 269‐311, 2004.  G. De Matteis, A. Mandara, and F. M. Mazzolani, "T‐stub aluminium joints:  influence of behavioural parameters," Computers & Structures, vol. 78, pp.  311‐327, 2000.  G. De Matteis, M. T. Naqash, and G. Brando, "Effective length of aluminium T‐ stub connections by parametric analysis," Engineering Structures, vol. 41, pp.  548‐561, 2012.  G. De Matteis, Brescia, M., Formisano, A., Mazzolani, F.M., "Behaviour of  welded aluminium T‐stub joints under monotonic loading," Computers &  Structures, vol. 87, pp. 990‐1002, 2009.  V. Piluso and G. Rizzano, "Experimental analysis and modelling of bolted T‐ stubs under cyclic loads," Journal of Constructional Steel Research, vol. 64, pp.  655‐669, 2008.  V. Piluso, C. Faella, and G. Rizzano, "Ultimate behavior of bolted T‐stubs. I:  Theoretical model," Journal of Structural Engineering, vol. 127, pp. 686‐693,  2001.  V. Piluso, C. Faella, and G. Rizzano, "Ultimate behavior of bolted T‐stubs. II:  Model validation," Journal of Structural Engineering, vol. 127, pp. 694‐704, 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

402 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[186]  [187]  [188] 

[189] 

[190] 

[191]  [192]  [193]  [194]  [195] 

[196]  [197]  [198] 

[199] 

[200] 

[201]  [202]  [203] 

2001.  M. E. Lemonis and C. J. Gantes, "Incremental modeling of T‐stub connections,"  Journal of Mechanics of Materials and Structures, vol. 1, pp. 1135‐1159, 2006.  G. Stamatopoulos, "Influence of the T‐stub Flexibility on Its Strength,"  International Journal of Steel Structures, vol. 10, pp. 73‐79, 2010.  E. Mistakidis, C. Baniotopoulos, C. Bisbos, and P. Panagiotopoulos, "Steel T‐ stub connections under static loading: An effective 2‐D numerical model,"  Journal of Constructional Steel Research, vol. 44, pp. 51‐67, 1997.  A. M. G. Coelho, L. S. da Silva, and F. S. K. Bijlaard, "Finite‐element modeling of  the nonlinear behavior of bolted T‐stub connections," Journal of structural  engineering, vol. 132, pp. 918‐928, 2006.  E. Efthymiou, M. Zygomalos, and C. C. Baniotopoulos, "On the structural  response of aluminium T‐stub joints under tension," Trans FAMENA. v30 i1,  pp. 45‐58, 2006.  G. De Matteis and F. M. Mazzolani, "Behaviour of Welded Aluminium T‐Stub  Connections: Experimental Analysis and Interpretative Models," 2006.  M. Bahaari and A. Sherbourne, "Computer modelling of an extended end‐ plate bolted connection," Computers & structures, vol. 52, pp. 879‐893, 1994.  M. R. Bahaari and A. N. Sherbourne, "Behavior of eight‐bolt large capacity  endplate connections," Computers & Structures, vol. 77, pp. 315‐325, 2000.  A. N. Sherbourne and M. R. Bahaari, "3D simulation of end‐plate bolted  connections," Journal of Structural Engineering, vol. 120, pp. 3122‐3136, 1994.  O. Bursi and J. P. Jaspart, "Calibration of a finite element model for isolated  bolted end‐plate steel connections," Journal of Constructional Steel Research,  vol. 44, pp. 225‐262, 1997.  R. Douty and W. McGuire, "High strength bolted moment connections,"  Journal of the Structural Division, ASCE, vol. 91, pp. 101‐128, 1965.  H. Agerskov, "High‐strength bolted connections subject to prying," Journal of  the Structural Division, vol. 102, pp. 161‐175, 1976.  J. Packer and L. Morris, "A limit state design method for the tension region of  bolted beam‐column connections," The Structural Engineer, vol. 55, pp. 446‐ 458, 1977.  D. Moore and P. Sims, "Preliminary investigations into the behaviour of  extended end‐plate steel connections with backing plates," Journal of  Constructional Steel Research, vol. 6, pp. 95‐122, 1986.  W. Grogan and J. Surtees, "Experimental behaviour of end plate connections  reinforced with bolted backing angles," Journal of Constructional Steel  Research, vol. 50, pp. 71‐96, 1999.  J. A. Swanson and R. T. Leon, "Bolted steel connections: Tests on T‐stub  components," Journal of Structural Engineering, vol. 126, pp. 50‐56, 2000.  ABAQUS/Standard: User's manual vol. 1: Hibbitt, Karlsson & Sorensen Inc.,  2007.  EN‐1999‐1‐1, "Design of aluminium structures – Part 1‐1: general structural  rules," ed. 36 B‐1050, Brussels: European Committee for Standardization, CEN, 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

403 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[204] 

[205] 

[206] 

[207] 

[208] 

[209]  [210]  [211]  [212]  [213] 

[214] 

[215]  [216]  [217]  [218] 

[219]  [220] 

2007.  A. De Martino, R. Landolfo, and F. Mazzolani, "The use of the Ramberg‐ Osgood law for materials of round‐house type," Materials and Structures, vol.  23, pp. 59‐67, 1990.  Wikipedia. (2012). Building code ‐‐‐ Wikipedia The Free Encyclopedia.  Available:  http://en.wikipedia.org/w/index.php?title=Building_code&oldid=494319986  Wikipedia. (2012). Structural engineering ‐‐‐ Wikipedia The Free Encyclopedia.  Available:  http://en.wikipedia.org/w/index.php?title=Structural_engineering&oldid=510 546730  J. O. Malley, C. J. Carter, and C. M. Saunders, "Seismic Design Guidelines and  Provisions for Steel‐Framed Buildings: FEMA 267/267A and 1997 AISC Seismic  Provisions," Earthquake Spectra, vol. 16, p. 179, 2000.  Wikipedia. (2012). New Madrid Seismic Zone ‐‐‐ Wikipedia The Free  Encyclopedia. Available:  http://en.wikipedia.org/w/index.php?title=New_Madrid_Seismic_Zone&oldid =511255249  D. R. Bonneville and R. E. Bachman, "The evolving process of US seismic code  development," 2002.  T. D. M. Sheckler, M.G., "The World of Earthquake Building Codes, Standards  and Provisions: A View According to FEMA," 2002, p. 395.  S. Ghosh, "Seismic design provisions in US codes and standards: A look back  and ahead," PCI journal, vol. 47, pp. 94‐99, 2002.  E. Popov, "U. S. seismic steel codes," Engineering Journal‐3rd quarter, vol. 28,  pp. 119‐128, 1991.  H. Hwang, "Comments on Design Earthquake Specified in the 1997 NEHRP  Provisions," presented at the 12th World Conference of Earthqauke  Engineering (WCEE), Auckland, Newzealand, 2000.  T. G. Atkinson and P. J. Kiland. (2004). The evolution and history of SEAOC, a  celebration of 75 years of history, 1929 to 2004 (January 18, 2010 ed.).  Available: http:http://www.seaosc.org/about_history.cfm  Applied Technology Council, Tentative Provisions for the Development of  Seismic Regulations for Buildings: National Bureau of Standards, 1978.  N. H. Heck, H. O. Wood, and M. W. Allen, "Earthquake history of the United  States," US Coast and Geod. Surv. Publ., Serial, 1938.  IBC and ICC, "International building code 2000," International Code Council,  Washington, DC, 2000.  B. S. S. Council, "NEHRP recommended provisions for seismic regulations for  new buildings [1997 ed.]," in Federal Emergency Management Agency, FEMA  vol. 302, ed, 1998, p. 337.  ASCE‐7‐98, "Minimum Design Loads for Buildings and Other Structures," ed:  American Society of Civil Engineers, 1998.  IBC and ICC, "International building code 2006," International Code Council, 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

404 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[221]  [222]  [223] 

[224] 

[225]  [226]  [227]  [228]  [229] 

[230]  [231] 

[232]  [233] 

[234]  [235]  [236]  [237] 

[238] 

Inc.(formerly BOCA, ICBO and SBCCI), vol. 4051, pp. 60478‐5795, 2006.  ASCE‐7–05, "Minimum Design Loads for Buildings and Other Structures, ," ed.  Reston, VA: American Society of Civil Engineers, 2005.  R. Bjorhovde, "The 2005 American steel structures design code," Journal of  Constructional Steel Research, vol. 62, pp. 1068‐1076, 2006.  ANSI, "ANSI A58.1.," in American standard building code requirements for  minimum design loads in buildings and other structures, ed. New York:  American National Standards Institute, 1945.  J. E. Beavers, "A review of seismic hazard description in US design codes and  procedures," Progress in Structural Engineering and Materials, vol. 4, pp. 46‐ 63, 2002.  Allowable Stress Design (ASD). "Plastic Design Specifications for Steel  Buildings," AISC, Chicago, 1989.  A. Marcellini, R. Daminelli, M. Pagani, and F. Riva, "Seismic hazard of the  Mediterranean area," 1999.  G. I. N. d. G. e. V. Vannucci, An atlas of Mediterranean seismicity: Editrice  Compositori, 2004.  M. N. Fardis, "Current developments and future prospects of the European  code for seismic design and rehabilitation of buildings: Eurocode 8," 2004.  EN‐1993‐1‐1, "Eurocode 3. Design of steel structures, Part 1‐1: General rules  and rules for buildings," in European Committee for Standardization, CEN, ed.  36 B‐1050, Brussels, 2005.  EN‐1990, "Eurocode 0, Basis of structural design," in European Committee for  Standardization, CEN, ed. 36 B‐1050, Brussels, 2002.  EN‐1991‐1‐1, "Eurocode 1, Actions on structures ‐ Part 1‐1: General actions ‐  Densities, self‐weight, imposed loads for buildings," in European Committee  for Standardization, CEN, ed. 36 B‐1050, Brussels, 2004.  D. Lam, P. Ang, and S. P. Chiew, Structural steelwork: design to limit state  theory: Elsevier Butterworth‐Heinemann, 2004.  R. L. Brockenbrough and F. S. Merritt, Structural Steel Designer’s Handbook:  AISC, AASHTO, AISI, ASTM, AREMA, and ASCE‐07 Design Standards: ASCE,  2006.  M. Bangash, Structural detailing in steel: a comparative study of British,  European and American codes and practices: Thomas Telford, 2000.  ASTM International. (1898). ASTM (American Society for Testing and  Materials). Available: http://www.astm.org/Standard/index.shtml  USGS. (Established since March, 1879). United States Geological Survey  (USGS). Available: http://www.usgs.gov/pubprod/  D. Liu, W. M. Gho, and J. Yuan, "Ultimate capacity of high‐strength rectangular  concrete‐filled steel hollow section stub columns," Journal of Constructional  Steel Research, vol. 59, pp. 1499‐1515, 2003.  R. O. Hamburger and S. SE, "Prequalified Connections for Special and  Intermediate Steel Moment Frames for Seismic Applications, ANSI/AISC  358‐05," 2006. 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

405 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[239] 

[240]  [241]  [242]  [243]  [244] 

[245]  [246]  [247]  [248] 

[249] 

[250] 

[251] 

[252] 

[253] 

[254] 

[255] 

G. Brandonisio, A. De Luca, and E. Mele, "Shear instability of panel zone in  beam‐to‐column connections," Journal of Constructional Steel Research, vol.  67, pp. 891‐903, 2011.  A. Elghazouli, Seismic design of buildings to EC8: Taylor and Francis, 2009.  F. A. Charney, Seismic Loads: Guide to the Seismic Load Provisions of ASCE 7‐ 05: Amer Society of Civil Engineers, 2010.  A. King (2000). Earthquake Loads & Earthquake Resistant Design of Buildings.  Available: http://www.branz.co.nz/cms_display.php  R. K. Mohammadi and M. H. EL NAGGAR, "Modifications on equivalent lateral  force method," 2004.  ESDEP Lecture Note. (2008). Structural Analysis for Seismic Actions (Work  group‐17). Available: http://www.fgg.uni‐ lj.si/kmk/esdep/master/wg17/l0400.htm  S. Kim and E. D'Amore, "Pushover analysis procedure in earthquake  engineering," Earthquake spectra, vol. 15, p. 417, 1999.  R. Pinho, "Using Pushover Analysis for Assessment of Buildings and Bridges,"  Advanced Earthquake Engineering Analysis, pp. 91‐120, 2007.  R. S. Lawson, V. Vance, and H. Krawinkler, "Nonlinear static push‐over  analysis‐why, when, and how?," 1994.  R. Almeida and R. Carneiro‐Barros, "A new multimode load pattern for  pushover analysis: the effect of higher modes of vibration," Advances in  earthquake engineering, pp. 3‐13, 2003.  A. K. Chopra and R. K. Goel, "A modal pushover analysis procedure to estimate  seismic demands for buildings: theory and preliminary evaluation," Civil and  Environmental Engineering, p. 55, 2001.  A. K. Chopra and R. K. Goel, "A modal pushover analysis procedure for  estimating seismic demands for buildings," Earthquake engineering &  structural dynamics, vol. 31, pp. 561‐582, 2002.  C. Chintanapakdee and A. K. Chopra, "Evaluation of modal pushover analysis  using generic frames," Earthquake engineering & structural dynamics, vol. 32,  pp. 417‐442, 2003.  V. Papanikolaou, A. S. Elnashai, and J. F. Pareja, "Limits of applicability of  conventional and adaptive pushover analysis for seismic response  assessment," Mid‐America Earthquake Center, Civil and Environmental  Engineering Department, University of Illinois at Urbana‐Champaign, 2005.  S. Lee, "Non‐linear dynamic earthquake analysis of skyscrapers.," presented at  the 8th World Congress of Council on Tall Buildings and Urban Habitat, Dubai,  2008.  M. T. Naqash, G. De Matteis, and A. De Luca, "European versus American  practice for seismic design of steel Moment Resisting Frames (MRFs)," in XXIII  Italian steel conference (CTA 2011), Lacco Ameno, Ischia, Naples, 2011, pp.  599‐610.  M. T. Naqash, G. De Matteis, and A. De Luca, "Effects of capacity design rules  on seismic performance of steel moment resisting frames," in 15 World 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

406 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

[256] 

[257]  [258] 

[259]  [260]  [261]  [262]  [263] 

[264]  [265] 

Conference on Earthquake Engineering (WCEE), Lisbon Portugal, 2012, pp. 1‐ 10.  Computer and Structures Incorporation (CSI), "General purpose civil  engineering software SAP 2000 Users Manual," ed. Berkeley, California, USA:  Computer and Structures, Inc.,1978‐2011, 1978.  COMFLOR 46. (2012). Composite floor decking. Available:  http://www.comflor‐uk.com/  P. FEMA‐273, "273‐NEHRP Guidelines for the Seismic Rehabilitation of  Buildings‐FEMA‐273," in Federal Emergency Management Agency, ed.  Washington, DC, 1997.  P. FEMA‐440, "Improvement of Nonlinear Static Seismic Analysis Procedures,"  in Federal Emergency Management Agency, ed. Washington DC, 2005.  A. Ghobarah, "Performance‐based design in earthquake engineering: state of  development," Engineering structures, vol. 23, pp. 878‐884, 2001.  California Seismic Safety Commission and A. T. Council, "Seismic evaluation  and retrofit of concrete buildings," ATC‐40, 1997.  A. Elghazouli, "Assessment of capacity design approaches for steel framed  structures," Journal of Steel Structures, vol. 5, pp. 465‐475, 2005.  A. Elghazouli, "Seismic Design of Steel‐Framed Structures to Eurocode 8,"  presented at the 14th World Conference on Earthquake Engineering  (14WCEE), Beijing, China, 2008.  M. R. Horne and W. Merchant, The stability of frames vol. 156: Pergamon  Press, 1965.  R. N. Patton, "Section B: Analysis and design methods," Bulletin of the New  Zealand National Society for Earthquake Engineering vol. Vol 18, 1985. 

 

References  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

407 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Appendix A: Notations ad  

=  Design acceleration  

δd  

=   Maximum displacement evaluated by applying  ad 

wy  

=   Elastic strain energy stored by the system in the yield state  

wu  

=   Total energy stored and dissipated up to structural failure  

Vw  

=   Actual base shear set up by the applied dynamic loading  

Veu  

=  Equivalent base shear  

E  

=  Effect of horizontal and vertical earthquake induced forces, 

QE  

=  Effect of horizontal seismic forces 

SDS  

=  Design  spectral  response  acceleration  parameter  at  short    periods 

D  

=  Effect of dead load 

Ω0  

=   System overstrength factor  

fy  

=   Nominal yield strength  

γov  

=   Material overstrength  

Fy  

=   Minimum specified yield strength  

Fu  

=   Minimum specified tensile strength 

Gk,j  

=   Dead load acting in EC8 

Qk,i  

=   Live or variable load in EC8 

D  

=   Dead load in AISC/ASCE 

S  

=   Snow load  

L  

=   Live load  

QE  

=  Seismic load  

 ρ  

=   Redundancy factor  

Ωo  

=  Overstrength factor  

SDS 

=  Design  spectral  response  acceleration  parameter  at  1.0sec  period  

Appendix A: Notations  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

408 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

  Ss  

=  Mapped  spectral  response  acceleration  parameter  at  short  period  

Ptot  

=  Total vertical load acting on the level under consideration 

dr  

=  Design story drift resulting from Vtot  

Vtot  

=  Total seismic storey shear force  

h  

=  Interstorey height  

NEd  

=  Design axial force; (gravity +seismic) 

MEd 

=  Design bending moment; (gravity +seismic) 

VEd 

=  design shear; (gravity +seismic) 

Npl, Rd 

=  Design resistances in accordance with EC3 

Mpl, Rd  

=  Design resistances in accordance with EC3 

Vpl, Rd 

=  Design resistances in accordance with EC3 

VEd,G  

=  Design  value  of  the  shear  force  due  to  the  non‐seismic  actions (gravity only) 

MEd,i  

=  Design value of the bending moment in beam i in the seismic  design situation  

Npl,Rd,i  

=  Design resistance of diagonal i 

NEd,i  

=  Design value of the axial force in the same diagonal i in the  seismic design situation

VEd,i

=  Shear force in link i in the seismic design situation 

MEd,i

=  Bending moment in link i in the seismic design situation

Vp,link,i

=  Shear design resistances of link i

Mp,link,i

=  Bending plastic design resistances of link i 

Puc  

=  Compressive strength using LRFD load combinations 

Fyb 

=  Specified minimum yeild stress of beam  

Fyc 

=  Specified minimum yeild stress of column  

Ry 

=  Ratio  of  expected  yeild  stress  to  specified  minimum  yeild  stress 

Appendix A: Notations  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

409 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Muv  

=  Additional moment due to shear amplification 

Z  

=  Plastic section modulus 

Fye  

=  Yield stress of the material 

l  

=  Length of the member 

EI  

=  Flexural rigidity 

P  

=  Axial force in member (may be taken as zero for beams)  

Pye  

=  Expected axial capacity (Ag Fye) 



=   Overall depth of profile 

bf 

=   Flange width 

tf 

=  Flange thickness 

tw 

=  Web thickness 

Fye 

=  Expected yield strength of material 

θy 

=  Yield rotation 



=  Axial  force  in  the  member  computed  from  nonlinear  dynamic analyses 

PCL 

=  Lower bound compressive strength of the column 

Muc 

=  Ultimate moment of the connection  

Mpb 

=  Plastic moment of the connected beam 

ε  

=  Strain of steel material 

σ 

=   Stress of steel material 



=  Young's modulus of elasticity of steel 

u 

=  Ultimate strain 

f0,haz 

=  Ultimate strength of the heat affected zone 

MConn 

=  Moment of connection  

Mpl,1, Rd 

 = 

Mpl, 2, Rd 

=   Plastic  moments  of  the  flange  cross  sections  when  failure  “mode 2” arises 

leff 

=  Effective lengths defined according to the failure mode and 

Plastic  moments  of  the  flange  cross  sections  when  failure  “mode 1” arises 

Appendix A: Notations  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

410 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

the yield line developing (circular or non‐circular pattern) in  the preceding section  m  

=  Distance of the weld seams from the centre of bolts  



=  Minimum between 1.25m  

fub 

=  Ultimate stress of the bolt material 

As 

=  Resisting area of the bolt 

(Mu,1)w 

=  Plastic  moment  of  the  critical  flange  cross  sections,  located  close to the T‐stub web  

(Mu,1)b 

=  Plastic  moment  of  the  critical  flange  cross  sections,  located  close to the bolt rows 

M0,2 

=  Elastic moment at 0.2% proof strength 

Mu,2 

=  Plastic moment of the flange when the failure type is “mode  2” 

f0.2 

=  Conventional yield stress  

fu  

=  Conventional ultimate stress 

f0,haz 

=  Ultimate strength of the heat affected zone  

∆/∆y 

=  Ductility factor  

q 

=  Reserve overstrength 

qu, 

=  Actual behaviour factor 

calc 

=  Calculated overstrength 

E  

=  Elastic overstrength 

 

=  Redundancy factor 

E, 

=  Global overstrength 

CR  

=  Alpha critical 

T  

=  Fundamental period (in sec) 

Wt 

=  Weight (in kN) 

k  

=  Overstiffness 

Vu/Wt  

=  Normalised base shear w.r.t weight  



  =  Damageability VΩ/Velastic 

Appendix A: Notations  

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara  Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

L2 

=  Drift limit (0.0075h) 

L3 

=  Drift limit (0.005h) 

L1  

=  Drift limit (0.01h)  

DCH  

=  Ductility Class High (q=6.5) 

DCM  

=  Ductility Class Medium (q=4) 

DCC 

=  Ductility Class Conventional (q=3) 

DCL  

=  Ductility Class Low (q=2) 

Appendix A: Notations  

411 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

412 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Appendix B: List of Figures  Figure 1: Site of the Margalla Towers in Islamabad collapsed during the 2005  earthquake ..................................................................................................................... 12  Figure 2: Seismic zoning map of Italy ............................................................................. 13  Figure 3: Some undamaged steel structures in 1935 Quetta Earthquake ...................... 15  Figure 4: Structural damages of buildings caused by 1935 Quetta earthquake, built  from material other than steel ....................................................................................... 16  Figure 5: Seismic zoning map of Pakistan ....................................................................... 17  Figure 6: Stress‐strain curve for structural steel: (a) typical and (b) S275 and S355 steel  grades ............................................................................................................................. 20  Figure 7: Strain and stress distributions in symmetric cross section at various levels of  plasticity .......................................................................................................................... 21  Figure 8: Steel member behaviour ................................................................................. 22  Figure 9: Steps of performance based design ................................................................ 27  Figure 10: Performance and damage levels (Gioncu and Mazzolani) ............................ 30  Figure 11: Different lateral load resisting schemes ........................................................ 32  Figure 12: Different lateral load resisting schemes ........................................................ 32  Figure 13: Moment resisting frames: general scheme (a) and global collapse  mechanism (b) ................................................................................................................ 34  Figure 14: Eccentrically braced frames: general scheme (a) and collapse mechanism (b)  ........................................................................................................................................ 35  Figure 15: Eccentrically braced frame (a) and Moment resisting steel frame (b) .......... 35  Figure 16: Target failure mechanism of: moment resisting steel frame: (a),  concentrically braced frame (b) and eccentrically braced frame (c) .............................. 36 

Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

413 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 17: Concentrically Braced Frames: (a) general scheme; (b) collapse Mechanism  ........................................................................................................................................ 37  Figure 18: Evaluating of behaviour factor based on ductility (Ballio and Setti).............. 46  Figure 19: Evaluating q based on the response of SDOF systems (a), Ductility factor  theory (b), and Equivalence energy theory (c) ............................................................... 47  Figure 20: Multiplier of horizontal forces versus displacement relationship ................. 49  Figure 21: Inelastic response of a SDOF moment‐resisting frame. ................................ 51  Figure 22: Types of ductility ............................................................................................ 53  Figure 23: Rigid frame (a), Plastic hinges in beams (b) and Plastic hinges in columns (c)  ........................................................................................................................................ 54  Figure 24: Principle of capacity design by Paulay T. in 1992 .......................................... 56  Figure 25: Fracture of a column flange and web at a moment connection ................... 68  Figure 26: Typical fractures of beam‐to‐column connections (a) fracture at fused zone,  and (b) column flange ‘‘divot’’ fracture. ......................................................................... 68  Figure 27: Strength, Stiffness, and deformation capacity of steel and connections ...... 71  Figure 28: Moment rotation diagram of a beam‐to‐beam connection (M‐⏀ curve) ..... 72  Figure 29: Analysis of the forces on the connection (a) Schematization of structure, (b)  connection analysis ........................................................................................................ 72  Figure 30: Moment versus rotation curve ...................................................................... 75  Figure 31: Connection classification on behalf of stiffness ............................................ 78  Figure 32: Definition of full‐strength and partial‐strength connections ........................ 79  Figure 33: Connection classification on behalf of strength ............................................ 79  Figure 34: Classification of connections by strength (Moment resistance) ................... 79  Figure 35: Classification of connections by rigidity (rotational stiffness) ....................... 80  Figure 36: Classification of connections by ductility (rotational capacity) ..................... 80  Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

414 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 37: Global behaviour due to the beam‐to‐connection resistance ratio .............. 84  Figure 38: The simplified model: substructure extracted from an actual frame ............ 85  Figure 39: Moment rotation diagrams (M‐⏀ curves)..................................................... 86  Figure 40: Schematization of rotational stiffness ........................................................... 87  Figure 41: Various forms of M‐⏀ curves ........................................................................ 87  Figure 42: Possible idealizations for M‐⏀ curves: (a) Non‐linear, (b) Bi‐linear, and (c) tri‐ linear ............................................................................................................................... 88  Figure 43: Critical components in moment connection ................................................. 89  Figure 44: Stiffening and Strengthening possibilities; (a) conventional horizontal  stiffeners, (b) k‐pattern, (c) Morris stiffener (with compression stiffener), and (d)  supplementary web plates ............................................................................................. 90  Figure 45: Failure mechanisms of steel T‐stub connections ........................................... 91  Figure 46: Bending moment diagram for a beam in a semi‐continuous braced frame .. 92  Figure 47: End plate connections for semi‐continuous construction ............................. 94  Figure 48: Controlled yielding of end plate protects brittle components (bolts and  welds) from overloading ................................................................................................. 95  Figure 49: Influence of end plate thickness on connection behaviour and failure modes  ........................................................................................................................................ 95  Figure 50: Idealization and schematization of T‐stub ..................................................... 97  Figure 51: Geometrical characteristics of tested T stub specimens; (a) IPE‐300, (b) HEB‐ 220 ................................................................................................................................ 102  Figure 52: T‐stub model with complete assembly for calibration process, (a) Geometry  and (b) FEM .................................................................................................................. 103  Figure 53: T‐stub model with symmetry for validation and parametric analysis, (a)  Geometry and (b) FEM model ...................................................................................... 104 

Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

415 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 54: Material adopted for models used in calibration process according to Bursi  and Jaspart experimental tests; (a) IPE300, and (b) HEB220 ........................................ 104  Figure 55: Numerical versus Bursi and Jaspart results (experimental and numerical) for;  (a) NON‐preloaded IPE300 model (NPL1), and (b) for preloaded IPE300 model (PL1) 105  Figure 56: Numerical versus Bursi and Jaspart results (experimental and numerical) for;  (a) NON‐preloaded HE220 model (NPL2), and (b) for preloaded HE220 model (PL2) . 106  Figure 57: Geometry and controlling points for failure identification of the T‐stubs; (a)  Plan view, and (b) Sectional at A‐A ............................................................................... 108  Figure 58: Variation of adopted parameters in parametric analysis ............................ 108  Figure 59: Force versus displacement graphs for the analysed profiles: (a) HEA‐200, (b)  HEA‐400, (c) HEA‐600, (d) HEA‐800 and (e) HEA‐1000 ................................................. 109  Figure 60: Failure mechanisms identification for the analysed profiles with bolt pitch of  40mm ............................................................................................................................ 110  Figure 61: Failure mechanisms identification for analysed profiles with bolt pitch of  60mm ............................................................................................................................ 110  Figure 62: Failure mechanisms identification for analysed profiles with bolt pitch of  80mm ............................................................................................................................ 110  Figure 63: Failure mechanisms identification for analysed profiles with bolt pitch of  100mm .......................................................................................................................... 110  Figure 64: Failure mechanisms identification for analysed profiles with bolt pitch of  120mm .......................................................................................................................... 111  Figure 65: Failure mechanisms identification for analysed profiles with bolt pitch of  160mm .......................................................................................................................... 111  Figure 66: Stress contours from analysed HEA‐1000 profile (tf=31mm) with bolt pitch  of: (a) 40mm, (b) 60mm, (c) 80mm, (d) 100mm, (e) 120mm and (f) 160mm .............. 111  Figure 67: Stress contours from analysed HEA‐800 profile (tf=28mm) with bolt pitch of:  (a) 40mm, (b) 60mm, (c) 80mm, (d) 100mm, (e) 120mm and (f) 160mm .................... 112  Figure 68: Stress contours from analysed HEA‐600 profile (tf=25mm with bolt pitch of:  (a) 40mm, (b) 60mm, (c) 80mm, (d) 100mm, (e) 120mm and (f) 160mm .................... 112  Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

416 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 69: Stress contours from analysed HEA‐400 profile (tf=19mm) with bolt pitch of:  (a) 40mm, (b) 60mm, (c) 80mm, (d) 100mm, (e) 120mm and (f) 160mm .................... 113  Figure 70: Stress contours from analysed HEA‐200 profile (tf=10mm) with bolt pitch of:  (a) 40mm, (b) 60mm, (c) 80mm, (d) 100mm, (e) 120mm and (f) 160mm .................... 113  Figure 71: Tangency lines showing ultimate strength obtained from numerical analysis  and Eurocode 3 formulations with bolt pitch of: (a) 40mm, (b) 60mm, (c) 80mm, (d)  100mm, (e) 120mm and (f) 160mm ............................................................................. 114  Figure 72: Histograms showing ultimate strength obtained from Numerical analysis and  Eurocode 3 formulations with bolt pitch of: (a) 40mm, (b) 60mm, (c) 80mm, (d)  100mm, (e) 120mm and (f) 160mm ............................................................................. 114  Figure 73: Effective length from numerical analysis (failure mode 1) and Eurocode  formulations 3 (non‐circular pattern) with bolt pitch of: (a) 40mm, (b) 60mm, (c)  80mm, (d) 100mm, (e) 120mm and (f) 160mm ............................................................ 115  Figure 74: Effective length from numerical analysis (steel and aluminium T‐stubs) and  Eurocode 3/Eurocode 9 formulations (non‐circular pattern) with bolt pitch of: (a)  40mm, (b) 60mm, (c) 80mm and (d) 120mm ............................................................... 116  Figure 75: Effective length from numerical analysis (failure mode 1) and Eurocode 3  (non‐circular pattern) formulations for flange thicknesses: (a) 10mm, (b) 19mm, (c)  25mm, (d) 28mm and (e) 31mm .................................................................................. 116  Figure 76: Monitored points along the mid‐section of T‐stub representing average  stress values for 10mm thick flange and pitch of: (a) 40mm, (b) 60mm, (c) 80mm, (d)  100mm (e) 120mm and (f) 160mm .............................................................................. 117  Figure 77: Contour of monitored mid‐section for 10mm thick flange and pitch of: (a)  40mm, (b) 60mm, (c) 80mm, (d) 100mm (e) 120mm and (f) 160mm .......................... 118  Figure 78: Monitored points along the mid‐section of T‐stub representing average  stress for 80mm bolt pitch with flange thicknesses of: (a) 10mm, (b) 19mm, (c) 25mm,  (d) 28mm (e) and 33mm ............................................................................................... 118  Figure 79: Contour of monitored mid‐section for 80mm bolt pitch with flange  thicknesses of: (a) 10mm, (b) 19mm, (c) 25mm, (d) 28mm (e) and 33mm .................. 119  Figure 80: Failure modes of aluminium T‐stubs prescribed by EC9 .............................. 120 

Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

417 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 81: T‐stub, (a) Geometry and (b) FEM model .................................................... 124  Figure 82: Experimental and true stress/strain curves for: (a) Flange, (b) Web, (c) HAZ,  (d) 4.8 steel bolts, (e) 7075 aluminium bolts, and (f) 10.9 steel bolts .......................... 125  Figure 83: Sensitivity analysis for mesh size (a) 3mm, (b) 4mm, and (c) 5mm ............. 126  Figure 84: Sensitivity analysis for: (a) T‐stub mesh, (b) Bolts mesh, and (c) Contacts .. 127  Figure 85: Deformed shapes of (a) Test specimen A, (b) Test specimen B and (c) Test  specimen C ................................................................................................................... 128  Figure 86: Deformed shapes and stress contour of (a) FEM specimen A, (b) FEM  specimen B and (c) FEM specimen C ............................................................................ 128  Figure 87: Experimental vs numerical results for: (a) 4.8 steel bolts, (b) 7075 aluminium  bolts, and (c) 10.9 steel bolts ........................................................................................ 128  Figure 88: Ultimate resistance versus displacement graphs related to different bolt  pitches: T‐stub with 4.6 steel bolts and (a1) tf=8mm (a2) tf=10mm (a3) tf=12mm; T‐stub  with 6082 aluminium bolts and (b1) tf=8mm (b2) tf=10mm (b3) tf=12mm .................. 131  Figure 89: Ultimate resistance versus displacement graphs: for 10.9 bolt grades with  different pitches (a) tf=8mm (b) tf=10mm (c) tf=12mm (d) tf=15mm ........................... 132  Figure 90: Monitored points in the model for the identification of failure modes ...... 132  Figure 91: Failure mechanisms identification for 4.6 steel bolts: (a1) tf=8mm , p40; (a2)  tf=10mm , p40; (a3) tf=12mm , p40; (b1) tf=8mm , p60; (b2) tf=10mm , p60; (b3)  tf=12mm , p60; (c1) tf=8mm , p80; (c2) tf=10mm , p80; (c3) tf=12mm , p80; (d1) tf=8mm  , p120; (d2) tf=10mm , p120; (d3) tf=12mm , p120; ..................................................... 134  Figure 92: Failure mechanisms identification for 6082‐alloy aluminium bolts: (a1)  tf=8mm , p40; (a2) tf=10mm , p40; (a3) tf=12mm , p40; (b1) tf=8mm , p60; (b2)  tf=10mm , p60; (b3) tf=12mm , p60; (c1) tf=8mm , p80; (c2) tf=10mm , p80; (c3)  tf=12mm , p80; (d1) tf=8mm , p120; (d2) tf=10mm , p120; (d3) tf=12mm , p120; ....... 135  Figure 93: Failure mechanisms identification for 10.9 steel bolts: (a1) tf=8mm , p40;  (a2) tf=10mm , p40; (a3) tf=12mm , p40; (a4) tf=15mm , p40; (b1) tf=8mm , p60; (b2)  tf=10mm , p60; (b3) tf=12mm , p60; (b4) tf=15mm , p60; (c1) tf=8mm , p80; (c2)  tf=10mm , p80; (c3) tf=12mm , p80; (c4) tf=15mm , p80; (d1) tf=8mm , p120; (d2)  tf=10mm , p120; (d3) tf=12mm , p120; (d4) tf=15mm , p120; ...................................... 136  Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

418 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 94: Ultimate strength obtained from FEM analyses and EC9 formulation for  analysed cases: (a) p= 40mm, (b) p= 60mm (c) p= 80mm and (d) p= 120mm ............. 137  Figure 95: FEM vs. EC9 results in terms of tendency lines: (a) p= 40mm, (b) p= 60mm (c)  p= 80mm and (d) p= 120mm ........................................................................................ 138  Figure 96: Von Mises stress contours for the T‐stub flanges of models with steel 10.9  bolts: (a1) tf=8mm , p=40mm; (a2) tf=10mm , p=40mm; (a3) tf=12mm, p=40mm; (b1)  tf=8mm , p=60mm; (b2) tf=10mm , p=60mm; (b3) tf=12mm, p=60mm; (c1) tf=8mm,  p=80mm; (c2) tf=10mm , p=80mm; (c3) tf=12mm, p=80mm; (d1) tf=8mm , p=120mm;  (d2) tf=10mm , p=120mm; (d3) tf=12mm, p=120mm ................................................... 139  Figure 97: Effective length of aluminium T‐stub from FEM and EC9 approach using 10.9  grade steel bolts (a) tendency lines and (b) limit curve for safe evaluation of effective  length ............................................................................................................................ 140  Figure 98: Effective length from numerical analysis (steel and aluminium T‐stubs) and  Eurocode 3/Eurocode 9 formulations (non‐circular pattern) with bolt pitch of: (a)  40mm, (b) 60mm, (c) 80mm and (d) 120mm ............................................................... 141  Figure 99: Type of structural steel sections; (a) Wide‐flange, (b) Standard profile, (c)  Standard channel, (d) Angle, (e) Structural Tee, (f) Pipe section, (g) Hollow structural  Tube .............................................................................................................................. 155  Figure 100: Response spectra for: EC8 (a) and ASCE (b) .............................................. 161  Figure 101: Moment vs. rotation (M‐φ) curve for steel cross sections ........................ 166  Figure 102: Capacity design flowchart for steel MRFs using Eurocodes process ......... 170  Figure 103: Capacity design flowchart for steel MRFs using AISC/ASCE process ......... 171  Figure 104: Capacity design approach, (a) Strong column weak beam‐good ductility and  (b) Weak column strong beam‐poor ductility .............................................................. 173  Figure 105: Reduce beam section, (a) real example, and (b) sketch ............................ 175  Figure 106: Rotation capacity of connection ................................................................ 176  Figure 107: Failure mechanisms of moment resisting frames ...................................... 187  Figure 108: Deformed vertical axis of structure due to seismic forces ........................ 189 

Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

419 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 109: Elastic (left) and displacement (right) spectra ........................................... 192  Figure 110: Recommended Type 1 (Ms> 5.5) elastic response spectrum for ground  types A to E (5% damping) ............................................................................................ 193  Figure 111: Recommended Type 2 (Ms ≤ 5.5) elastic response spectrum for ground  types A to E (5% damping) ............................................................................................ 194  Figure 112: Achieving structural simplicity, (a) subdividing the building and (b) adding  seismic joints ................................................................................................................ 197  Figure 113: Example of structure with nonparallel system irregularity ....................... 197  Figure 114: Slender plan building possess weak and strong axis ................................. 198  Figure 115: Torsion effect ............................................................................................. 198  Figure 116: Sixteen basic lateral load cases.................................................................. 202  Figure 117: Static Load cases for torsion and MRS analysis. ........................................ 203  Figure 118: Schematization of accidental torsion ........................................................ 204  Figure 119: Schematization for simultaneous action in two directions ....................... 204  Figure 120: Examples of several ground motion records during various earthquakes  (From Chopra, A.K. 2000) ............................................................................................. 216  Figure 121: Typical floor plan of the building (a) and Frame elevation (b) .................. 220  Figure 122: Pushover curves‐12 storeys (a, b), Pushover curves normalised to Vy (c, d),  Pushover curves normalised to Vd (e, f) for AISC/ASCE‐SMF and EC8‐DCH frame  configurations ............................................................................................................... 221  Figure 123: Pushover curves‐6 storeys (a, b), Pushover curves normalised to Vy (c, d),  Pushover curves normalised to Vd (e, f) for AISC/ASCE‐SMF and EC8‐DCH frame  configurations ............................................................................................................... 222  Figure 124: Fig. 7: Pushover curves‐3 storeys (a, b), Pushover curves normalised to Vy  (c, d), Pushover curves normalised to Vd (e, f) for AISC/ASCE‐SMF and EC8‐DCH frame  configurations ............................................................................................................... 222 

Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

420 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 125: (a) Typical floor plan of the building with perimeter MRFs and (b) perimeter  frame elevation ............................................................................................................ 224  Figure 126: (a) Typical floor plan of the building with spatial MRFs and (b) spatial frame  elevation ....................................................................................................................... 224  Figure 127: Pushover curves of frames: (a) Perimeter, (b) Spatial external and (c)  Spatial internal .............................................................................................................. 225  Figure 128: Pushover curve of frames normalized to Vy (a) Perimeter, (b) Spatial  external and (c) Spatial internal ................................................................................... 226  Figure 129: Pushover curve of frames normalized to Vd (a) Perimeter, (b) Spatial  external and (c) Spatial internal ................................................................................... 226  Figure 130: Comparative parameters in the two codes: (a) Base shear [KN], (b) D/C of  base shear among different frame configurations ....................................................... 227  Figure 131: Pushover results: (a) design base shear; (b) base shear at first plastic hinge;  (c) roof displacement at ultimate base shear; (d) redundancy factors; (e) overstrength  factors; (f) roof displacement at first plastic hinge (1kN = 225 Ib & 1mm= 0.04 inch) . 227  Figure 132: Structural weight for the analysed frame configurations (1kN = 225 Ib) .. 228  Figure 133: Reserve overstrength according to AISC/ASCE for (a) SMFs and (b) IMFs 231  Figure 134: (a) Typical floor plan of 5 Bays perimeter MRFs and (b) perimeter frame  elevation (1m = 3.28ft) ................................................................................................. 234  Figure 135: (a) Typical floor plan of 6 Bays perimeter MRFs and (b) perimeter frame  elevation (1m = 3.28ft) ................................................................................................. 234  Figure 136: (a) Typical floor plan of 7 Bays perimeter MRFs and (b) perimeter frame  elevation (1m = 3.28ft) ................................................................................................. 235  Figure 137: (a) Typical floor plan of 9 Bays perimeter MRFs and (b) perimeter frame  elevation (1m = 3.28ft) ................................................................................................. 235  Figure 138: Loads on roof and typical floor for 5 bays (a) Gravity, and (b) Imposed ... 243  Figure 139: Loads on roof and typical floor for 6 bays (a) Gravity, and (b) Imposed ... 243  Figure 140: Loads on roof and typical floor for 7 bays (a) Gravity, and (b) Imposed ... 243  Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

421 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 141: Loads on roof and typical floor for 9 bays (a) Gravity, and (b) Imposed ... 243  Figure 142: Eurocode 8 design spectra for various q factors ....................................... 245  Figure 143: Nomenclature for profiles for 5 bays frame members .............................. 246  Figure 144: Nomenclature for profiles for 6 bays frame members .............................. 246  Figure 145: Nomenclature for profiles for 7 bays frame members .............................. 247  Figure 146: Nomenclature for profiles for 9 bays frame members .............................. 247  Figure 147: Generalised component force‐deformation curve .................................... 303  Figure 148: Component forces versus deformation curves (FEMA 356) ...................... 306  Figure 149: Definition of chord rotations to be used in calculating plastic rotation  demands. ...................................................................................................................... 308  Figure 150: Moment, axial and rotational capacity curves for 4.0m, 9.15m, 7.63m,  6.55m and 5.08m (1kN = 225 Ib & 1m= 3.28ft), (a) IPE400, (b)IPE600, (c)HE400B,  (d)HE400M, (e)HE500B, (f)HE500M, (g)HE600M, (h)HE700M, (i) HE800M and (j)  HE900M ........................................................................................................................ 313  Figure 151: Idealised performance curve for structure ................................................ 315  Figure 152: Generalized component force‐deformation relations in FEMA‐356 and  ASCE 41‐06 documents: (a) deformation (b) deformation ratio and (c) component or  element deformation acceptance criteria .................................................................... 315  Figure 153: Nomenclature of the factors obtained from pushover analysis ................ 318  Figure 154: Definitions of the ultimate displacement: (a) based onload reduction  capacity and (b) based on ultimate plastic rotation ..................................................... 320  Figure 155: Pushover curves for combination 1 (q= 6.5, L1) ‐ High ductility ................ 324  Figure 156: Pushover curves for combination 2 (q= 6.5, L2) ‐ High ductility ................ 324  Figure 157: Pushover curves for combination 3 (q= 6.5, L3) ‐ High ductility ................ 324  Figure 158: Pushover curves for combination 4 (q= 4, L1) ‐ Medium ductility ............ 324  Figure 159: Pushover curves for combination 5 (q= 4, L2) ‐ Medium ductility ............ 325  Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

422 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 160: Pushover curves for combination 6 (q= 4, L3) ‐ Medium ductility ............ 325  Figure 161: Pushover curves for combination 7 (q= 3, L1) ‐ Conventional ductility ..... 325  Figure 162: Pushover curves for combination 8 (q= 3, L2) ‐ Conventional ductility ..... 325  Figure 163: Pushover curves for combination 9 (q= 3, L3) ‐ Conventional ductility ..... 326  Figure 164: Pushover curves for combination 10 (q= 2, L1) ‐ Low ductility.................. 326  Figure 165: Pushover curves for combination 11 (q= 2, L2) ‐ Low ductility.................. 326  Figure 166: Pushover curves for combination 12 (q= 2, L3) ‐ Low ductility.................. 326  Figure 167: Pushover curves normalised to Vy for combination 1 (q= 6.5, L1) ............. 327  Figure 168: Pushover curves normalised to Vy for combination 2 (q= 6.5, L2) ............. 327  Figure 169: Pushover curves normalised to Vy for combination 3 (q= 6.5, L3) ............. 327  Figure 170: Pushover curves normalised to Vy for combination 4 (q= 4, L1) ................ 328  Figure 171: Pushover curves normalised to Vy for combination 5 (q= 4, L2) ................ 328  Figure 172: Pushover curves normalised to Vy for combination 6 (q= 4, L3) ................ 328  Figure 173: Pushover curves normalised to Vy for combination 7 (q= 3, L1) ................ 328  Figure 174: Pushover curves normalised to Vy for combination 8 (q= 3, L2) ................ 329  Figure 175: Pushover curves normalised to Vy for combination 9 (q= 3, L3) ................ 329  Figure 176: Pushover curves normalised to Vy for combination 10 (q= 2, L1) .............. 329  Figure 177: Pushover curves normalised to Vy for combination 11 (q= 2, L2) .............. 329  Figure 178: Pushover curves normalised to Vy for combination 12 (q= 2, L3) .............. 330  Figure 179: Pushover curves normalised to Vd for combination 1 (q= 6.5, L1) ............. 331  Figure 180: Pushover curves normalised to Vd for combination 2 (q= 6.5, L2) ............. 331  Figure 181: Pushover curves normalised to Vd for combination 3 (q= 6.5, L3) ............. 331  Figure 182: Pushover curves normalised to Vd for combination 4 (q= 4, L1) ................ 332  Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

423 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 183: Pushover curves normalised to Vd for combination 5 (q= 4, L2) ................ 332  Figure 184: Pushover curves normalised to Vd for combination 6 (q= 4, L3) ................ 332  Figure 185: Pushover curves normalised to Vd for combination 7 (q= 3, L1) ................ 332  Figure 186: Pushover curves normalised to Vd for combination 8 (q= 3, L2) ................ 333  Figure 187: Pushover curves normalised to Vd for combination 9 (q= 3, L3) ................ 333  Figure 188: Pushover curves normalised to Vd for combination 10 (q= 2, L1) .............. 333  Figure 189: Pushover curves normalised to Vd for combination 11 (q= 2, L2) .............. 333  Figure 190: Pushover curves normalised to Vd for combination 12 (q= 2, L3) .............. 334  Figure 191: Notation of drift limit ................................................................................. 337  Figure 192: Overstiffness for combination 1 (q=6.5, L1) ‐ High ductility (strength  controls) ........................................................................................................................ 338  Figure 193: Overstiffness for combination 2 (q=6.5, L2) ‐ High ductility (stiffness  controls) ........................................................................................................................ 338  Figure 194: Overstiffness for combination 3 (q=6.5, L3) ‐ High ductility (stiffness  controls) ........................................................................................................................ 338  Figure 195: Overstiffness for combination 4 (q=4, L1) ‐ Medium ductility (strength  controls) ........................................................................................................................ 339  Figure 196: Overstiffness for combination 5 (q=4, L2) ‐ Medium ductility  (strength/stiffness controls) ......................................................................................... 339  Figure 197: Overstiffness for combination 6 (q=4, L3) ‐ Medium ductility (stiffness  controls) ........................................................................................................................ 339  Figure 198: Overstiffness for combination 7 (q=3, L1) ‐ Conventional ductility (strength  controls) ........................................................................................................................ 340  Figure 199: Overstiffness for combination 8 (q=3, L2) ‐ Conventional ductility (strength  controls) ........................................................................................................................ 340 

Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

424 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 200: Overstiffness for combination 9 (q=3, L3) ‐ Conventional ductility  (strength/stiffness controls) ......................................................................................... 340  Figure 201: Overstiffness for combination 10 (q=2, L1) ‐ Low ductility (strength  controls) ........................................................................................................................ 341  Figure 202: Overstiffness for combination 11 (q=2, L2) ‐ Low ductility (strength  controls) ........................................................................................................................ 341  Figure 203: Overstiffness for combination 12 (q=2, L3) ‐ Low ductility (strength  controls) ........................................................................................................................ 341  Figure 204: Ductility factors for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays (b1 and b2) ........... 343  Figure 205: Ductility factors for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays (d1 and d2) ........... 344  Figure 206: Reserve overstrength for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays (b1 and b2) .. 346  Figure 207: Reserve overstrength for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays (d1 and d2) .. 346  Figure 208: Actual behaviour factor for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays (b1 and b2)  ...................................................................................................................................... 347  Figure 209: Actual behaviour factor for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays (d1 and d2)  ...................................................................................................................................... 348  Figure 210: Graphs showing calculated overstrength for 5 bays (a1 and a2) and for 6  bays (b1 and b2) ........................................................................................................... 349  Figure 211: Graphs showing calculated overstrength for 7 bays (c1 and c2) and for 9  bays (d1 and d2) ........................................................................................................... 350  Figure 212: Graphs showing elastic overstrength for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays  (b1 and b2) ................................................................................................................... 351  Figure 213: Graphs showing elastic overstrength for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays  (d1 and d2) ................................................................................................................... 352  Figure 214: Graphs showing redundancy factor for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays  (b1 and b2) ................................................................................................................... 353  Figure 215: Graphs showing redundancy factor for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays (d1  and d2) .......................................................................................................................... 354  Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

425 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 216: Graphs showing global overstrength for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays  (b1 and b2) ................................................................................................................... 355  Figure 217: Graphs showing global overstrength for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays  (d1 and d2) ................................................................................................................... 356  Figure 218: Graphs of alpha critical for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays (b1 and b2)358  Figure 219: Graphs of alpha critical for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays (d1 and d2) 358  Figure 220: Graphs showing fundamental period for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays  (b1 and b2) ................................................................................................................... 360  Figure 221: Graphs showing fundamental period for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays  (d1 and d2) ................................................................................................................... 360  Figure 222: Graphs showing weight for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays (b1 and b2)  ...................................................................................................................................... 361  Figure 223: Graphs showing weight for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays (d1 and d2)  ...................................................................................................................................... 362  Figure 224: Graphs showing overstiffness for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays (b1 and  b2) ................................................................................................................................. 363  Figure 225: Graphs showing overstiffness for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays (d1 and  d2) ................................................................................................................................. 364  Figure 226: Graphs showing normalised base shear w.r.t weight for 5 bays (a1 and a2)  and for 6 bays (b1 and b2) ............................................................................................ 365  Figure 227: Graphs showing normalised base shear w.r.t weight for 7 bays (c1 and c2)  and for 9 bays (d1 and d2) ............................................................................................ 366  Figure 228: Graphs showing damageability for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays (b1  and b2) .......................................................................................................................... 367  Figure 229: Graphs showing damageability for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays (d1 and  d2) ................................................................................................................................. 368  Figure 230: Modal analysis period normalised to code prescribed period for 5 bays (a1  and a2) and for 6 bays (b1 and b2) ............................................................................... 369 

Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

426 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Figure 231: Modal analysis period normalised to code prescribed period for 7 bays (c1  and c2) and for 9 bays (d1 and d2) ............................................................................... 370  Figure 232: Pushover global overstrength normalised to the codified overstrength for 5  bays (a1 and a2) and for 6 bays (b1 and b2) ................................................................. 371  Figure 233: Pushover global overstrength normalised to the codified overstrength for 7  bays (c1 and c2) and for 9 bays (d1 and d2) ................................................................. 372  Figure 234: Reserve overstrength obtained from codified formulation for 5 bays (a1  and a2) and for 6 bays (b1 and b2) ............................................................................... 374  Figure 235: Reserve overstrength obtained from codified formulation for 7 bays (c1  and c2) and for 9 bays (d1 and d2) ............................................................................... 374  Figure 236: Eurocode proposed capacity design flowchart for steel MRF ................... 379  Figure 237: Graphs showing overstiffness factor for 5 bays (a1) and for 6 bays (b1) .. 383  Figure 238: Graphs showing overstiffness factor for 7 bays (c1) and for 9 bays (d1) .. 383  Figure 239: Graphs showing overstiffness factor for: 5 bays (a), 6 bays (b), 7 bays (c),  and 9 bays (d) ............................................................................................................... 383  Figure 240: Graphs showing elastic overstrength for 5 bays (a1 and a2) and for 6 bays  (b1 and b2) ................................................................................................................... 385  Figure 241: Graphs showing elastic overstrength for 7 bays (c1 and c2) and for 9 bays  (d1 and d2) ................................................................................................................... 385  Figure 242: Proposed global overstrength and reserve overstrength for DCH and DCM  ...................................................................................................................................... 388  Figure 243: Proposed global overstrength and reserve overstrength for DCC ............ 388  Figure 244: Proposed capacity design flowchart for steel MRFs .................................. 389 

Appendix B: List of figures 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

427 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Appendix C: List of Tables    Table 1: Seismic zonation in Pakistan ............................................................................. 18  Table 2: Matrix of performance objectives .................................................................... 25  Table 3: Effective lengths of an unstiffened column flange ......................................... 100  Table 4: T‐stub tested specimens used for calibration of the proposed models ......... 101  Table 5: Mechanical features of the materials used in parametric analyses ............... 106  Table 6: Geometrical parameters (mm) and ultimate force (kN) for the analysed T‐stubs  ...................................................................................................................................... 107  Table 7: T‐stub tested specimens used for calibration of the proposed models ......... 123  Table 8: Mesh size of T‐stub model, related number of elements and nodes ............. 126  Table 9: Mesh size for bolt model, related number of elements and nodes ............... 126  Table 10: Different contact combinations .................................................................... 127  Table 11: Mechanical features of the materials used in parametric analyses ............. 129  Table 12: Values of geometrical parameters (mm) for analysed T‐stubs ..................... 130  Table 13: Failure modes for 12 mm and 15 mm thick flanges using 10.9 steel bolts ... 133  Table 14: Effective lengths for T‐stub from FEM and EC9 ............................................ 139  Table 15: Improvements in UBC editions after the occurrence of an earthquake event  ...................................................................................................................................... 147  Table 16: Synthetic comparison scheme for EC8/EC3 and AISC/ASCE provisions ........ 157  Table 17: Synthetic comparison scheme for EC8/EC3 and AISC/ASCE provisions ........ 158  Table 18: ASCE and EC8 soil profile .............................................................................. 161  Table 19: Behaviour factor for MRF and Dual system in Eurocode 8 ........................... 164  Table 20: Design factor for structural steel systems .................................................... 164  Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

428 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 21: Cross section limitation for behaviour factor ............................................... 166  Table 22: Overstrength factors according to Eurocode 8 ............................................. 172  Table 23: Overstrength factors according to AISC/ASCE .............................................. 173  Table 24: Capacity design rules and drifts limitations for EC3‐EC8 (DCH) and AISC‐ASCE  (SMF) ............................................................................................................................ 179  Table 25: DCM vs. IMF (Ductility Class Medium versus Intermediate Moment Frame)  ...................................................................................................................................... 181  Table 26: DCL vs. OMF (Ductility Class Low versus Ordinary Moment Frame) ............. 183  Table 27: Elastic analysis ............................................................................................... 185  Table 28: EC8 interstorey drift limitations .................................................................... 189  Table 29: ASCE interstorey drift limitations .................................................................. 189  Table 30: Values of the parameters describing the recommended Type 1 elastic  response spectrum ....................................................................................................... 193  Table 31: Values of the parameters describing the recommended Type 2 elastic  response spectrum ....................................................................................................... 193  Table 32: Ground types prescribed in Eurocode 8 ....................................................... 195  Table 33: Sixteen basic lateral load cases ..................................................................... 201  Table 34: The analysed cases for 6.6m span frames .................................................... 220  Table 35: Analysed cases for 9.15m span frames ......................................................... 225  Table 36: Analysed cases for 9, 7 and 5 storey frames ................................................. 236  Table 37: Adopted cases for combinations with q = 6.5 (combinations 1, 2 and 3) ..... 238  Table 38: Adopted cases for combinations with q = 4 (combinations 4, 5 and 6) ........ 239  Table 39: Adopted cases for combinations with q = 3 (combinations 7, 8 and 9) ........ 241  Table 40: Adopted cases for combinations with q = 2 (combinations 10, 11 and 12) .. 242 

Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

429 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 41: Sectional and material properties for the profiles used ............................... 245  Table 42: Profile matrix for beam B1 for combination 1 (q=6.5, L1) ............................ 248  Table 43: Profile matrix for beam B2 for combination 1 (q=6.5, L1) ............................ 248  Table 44: Profile matrix for beam B3 for combination 1 (q=6.5, L1) ............................ 248  Table 45: Profile matrix for beam B4 for combination 1 (q=6.5, L1) ............................ 249  Table 46: Profile matrix for beam B5 for combination 1 (q=6.5, L1) ............................ 249  Table 47: Profile matrix for beam B6 for combination 1 (q=6.5, L1) ............................ 249  Table 48: Profile matrix for beam B7 for combination 1 (q=6.5, L1) ............................ 249  Table 49: Profile matrix for beam B8 for combination 1 (q=6.5, L1) ............................ 249  Table 50: Profile matrix for beam B9 for combination 1 (q=6.5, L1) ............................ 250  Table 51: Profile matrix for column C1 for combination 1 (q=6.5, L1) ......................... 250  Table 52: Profile matrix for column C2 for combination 1 (q=6.5, L1) ......................... 250  Table 53: Profile matrix for column C3 for combination 1 (q=6.5, L1) ......................... 250  Table 54: Profile matrix for column C4 for combination 1 (q=6.5, L1) ......................... 251  Table 55: Profile matrix for column C5 for combination 1 (q=6.5, L1) ......................... 251  Table 56: Profile matrix for column C6 for combination 1 (q=6.5, L1) ......................... 251  Table 57: Profile matrix for column C7 for combination 1 (q=6.5, L1) ......................... 251  Table 58: Profile matrix for column C8 for combination 1 (q=6.5, L1) ......................... 252  Table 59: Profile matrix for column C9 for combination 1 (q=6.5, L1) ......................... 252  Table 60: Profile matrix for column C10 for combination 1 (q=6.5, L1) ....................... 252  Table 61: Profile matrix for beam B1 for combination 2 (q=6.5, L2) ............................ 252  Table 62: Profile matrix for beam B2 for combination 2 (q=6.5, L2) ............................ 252  Table 63: Profile matrix for beam B3 for combination 2 (q=6.5, L2) ............................ 253  Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

430 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 64: Profile matrix for beam B4 for combination 2 (q=6.5, L2) ............................ 253  Table 65: Profile matrix for beam B5 for combination 2 (q=6.5, L2) ............................ 253  Table 66: Profile matrix for beam B6 for combination 2 (q=6.5, L2) ............................ 253  Table 67: Profile matrix for beam B7 for combination 2 (q=6.5, L2) ............................ 254  Table 68: Profile matrix for beam B8 for combination 2 (q=6.5, L2) ............................ 254  Table 69: Profile matrix for beam B9 for combination 2 (q=6.5, L2) ............................ 254  Table 70: Profile matrix for column C1 for combination 2 (q=6.5, L2) ......................... 254  Table 71: Profile matrix for column C2 for combination 2 (q=6.5, L2) ......................... 254  Table 72: Profile matrix for column C3 for combination 2 (q=6.5, L2) ......................... 255  Table 73: Profile matrix for column C4 for combination 2 (q=6.5, L2) ......................... 255  Table 74: Profile matrix for column C5 for combination 2 (q=6.5, L2) ......................... 255  Table 75: Profile matrix for column C6 for combination 2 (q=6.5, L2) ......................... 255  Table 76: Profile matrix for column C7 for combination 2 (q=6.5, L2) ......................... 256  Table 77: Profile matrix for column C8 for combination 2 (q=6.5, L2) ......................... 256  Table 78: Profile matrix for column C9 for combination 2 (q=6.5, L2) ......................... 256  Table 79: Profile matrix for column C10 for combination 2 (q=6.5, L2) ....................... 256  Table 80: Profile matrix for beam B1 for combination 3 (q=6.5, L3) ............................ 256  Table 81: Profile matrix for beam B2 for combination 3 (q=6.5, L3) ............................ 257  Table 82: Profile matrix for beam B3 for combination 3 (q=6.5, L3) ............................ 257  Table 83: Profile matrix for beam B4 for combination 3 (q=6.5, L3) ............................ 257  Table 84: Profile matrix for beam B5 for combination 3 (q=6.5, L3) ............................ 257  Table 85: Profile matrix for beam B6 for combination 3 (q=6.5, L3) ............................ 258  Table 86: Profile matrix for beam B7 for combination 3 (q=6.5, L3) ............................ 258  Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

431 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 87: Profile matrix for beam B8 for combination 3 (q=6.5, L3) ............................ 258  Table 88: Profile matrix for beam B9 for combination 3 (q=6.5, L3) ............................ 258  Table 89: Profile matrix for column C1 for combination 3 (q=6.5, L3) ......................... 258  Table 90: Profile matrix for column C2 for combination 3 (q=6.5, L3) ......................... 259  Table 91: Profile matrix for column C3 for combination 3 (q=6.5, L3) ......................... 259  Table 92: Profile matrix for column C4 for combination 3 (q=6.5, L3) ......................... 259  Table 93: Profile matrix for column C5 for combination 3 (q=6.5, L3) ......................... 259  Table 94: Profile matrix for column C6 for combination 3 (q=6.5, L3) ......................... 260  Table 95: Profile matrix for column C7 for combination 3 (q=6.5, L3) ......................... 260  Table 96: Profile matrix for column C8 for combination 3 (q=6.5, L3) ......................... 260  Table 97: Profile matrix for column C9 for combination 3 (q=6.5, L3) ......................... 260  Table 98: Profile matrix for column C10 for combination 3 (q=6.5, L3) ....................... 260  Table 99: Profile matrix for beam B1 for combination 4 (q=4, L1) ............................... 261  Table 100: Profile matrix for beam B2 for combination 4 (q=4, L1) ............................. 261  Table 101: Profile matrix for beam B3 for combination 4 (q=4, L1) ............................. 261  Table 102: Profile matrix for beam B4 for combination 4 (q=4, L1) ............................. 262  Table 103: Profile matrix for beam B5 for combination 4 (q=4, L1) ............................. 262  Table 104: Profile matrix for beam B6 for combination 4 (q=4, L1) ............................. 262  Table 105: Profile matrix for beam B7 for combination 4 (q=4, L1) ............................. 262  Table 106: Profile matrix for beam B8 for combination 4 (q=4, L1) ............................. 262  Table 107: Profile matrix for beam B9 for combination 4 (q=4, L1) ............................. 263  Table 108: Profile matrix for column C1 for combination 4 (q=4, L1) .......................... 263  Table 109: Profile matrix for column C2 for combination 4 (q=4, L1) .......................... 263  Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

432 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 110: Profile matrix for column C3 for combination 4 (q=4, L1) .......................... 263  Table 111: Profile matrix for column C4 for combination 4 (q=4, L1) .......................... 264  Table 112: Profile matrix for column C5 for combination 4 (q=4, L1) .......................... 264  Table 113: Profile matrix for column C6 for combination 4 (q=4, L1) .......................... 264  Table 114: Profile matrix for column C7 for combination 4 (q=4, L1) .......................... 264  Table 115: Profile matrix for column C8 for combination 4 (q=4, L1) .......................... 265  Table 116: Profile matrix for column C9 for combination 4 (q=4, L1) .......................... 265  Table 117: Profile matrix for column C10 for combination 4 (q=4, L1) ........................ 265  Table 118: Profile matrix for beam B1 for combination 5 (q=4, L2) ............................. 265  Table 119: Profile matrix for beam B2 for combination 5 (q=4, L2) ............................. 265  Table 120: Profile matrix for beam B3 for combination 5 (q=4, L2) ............................. 266  Table 121: Profile matrix for beam B4 for combination 5 (q=4, L2) ............................. 266  Table 122: Profile matrix for beam B5 for combination 5 (q=4, L2) ............................. 266  Table 123: Profile matrix for beam B6 for combination 5 (q=4, L2) ............................. 266  Table 124: Profile matrix for beam B7 for combination 5 (q=4, L2) ............................. 267  Table 125: Profile matrix for beam B8 for combination 5 (q=4, L2) ............................. 267  Table 126: Profile matrix for beam B9 for combination 5 (q=4, L2) ............................. 267  Table 127: Profile matrix for column C1 for combination 5 (q=4, L2) .......................... 267  Table 128: Profile matrix for column C2 for combination 5 (q=4, L2) .......................... 267  Table 129: Profile matrix for column C3 for combination 5 (q=4, L2) .......................... 268  Table 130: Profile matrix for column C4 for combination 5 (q=4, L2) .......................... 268  Table 131: Profile matrix for column C5 for combination 5 (q=4, L2) .......................... 268  Table 132: Profile matrix for column C6 for combination 5 (q=4, L2) .......................... 269  Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

433 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 133: Profile matrix for column C7 for combination 5 (q=4, L2) .......................... 269  Table 134: Profile matrix for column C8 for combination 5 (q=4, L2) .......................... 269  Table 135: Profile matrix for column C9 for combination 5 (q=4, L2) .......................... 269  Table 136: Profile matrix for column C10 for combination 5 (q=4, L2) ........................ 269  Table 137: Profile matrix for beam B1 for combination 6 (q=4, L3) ............................. 270  Table 138: Profile matrix for beam B2 for combination 6 (q=4, L3) ............................. 270  Table 139: Profile matrix for beam B3 for combination 6 (q=4, L3) ............................. 270  Table 140: Profile matrix for beam B4 for combination 6 (q=4, L3) ............................. 271  Table 141: Profile matrix for beam B5 for combination 6 (q=4, L3) ............................. 271  Table 142: Profile matrix for beam B6 for combination 6 (q=4, L3) ............................. 271  Table 143: Profile matrix for beam B7 for combination 6 (q=4, L3) ............................. 271  Table 144: Profile matrix for beam B8 for combination 6 (q=4, L3) ............................. 271  Table 145: Profile matrix for beam B9 for combination 6 (q=4, L3) ............................. 272  Table 146: Profile matrix for column C1 for combination 6 (q=4, L3) .......................... 272  Table 147: Profile matrix for column C2 for combination 6 (q=4, L3) .......................... 272  Table 148: Profile matrix for column C3 for combination 6 (q=4, L3) .......................... 272  Table 149: Profile matrix for column C4 for combination 6 (q=4, L3) .......................... 273  Table 150: Profile matrix for column C5 for combination 6 (q=4, L3) .......................... 273  Table 151: Profile matrix for column C6 for combination 6 (q=4, L3) .......................... 273  Table 152: Profile matrix for column C7 for combination 6 (q=4, L3) .......................... 273  Table 153: Profile matrix for column C8 for combination 6 (q=4, L3) .......................... 274  Table 154: Profile matrix for column C9 for combination 6 (q=4, L3) .......................... 274  Table 155: Profile matrix for column C10 for combination 6 (q=4, L3) ........................ 274  Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

434 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 156: Profile matrix for beam B1 for combination 7 (q=3, L1) ............................. 274  Table 157: Profile matrix for beam B2 for combination 7 (q=3, L1) ............................. 274  Table 158: Profile matrix for beam B3 for combination 7 (q=3, L1) ............................. 275  Table 159: Profile matrix for beam B4 for combination 7 (q=3, L1) ............................. 275  Table 160: Profile matrix for beam B5 for combination 7 (q=3, L1) ............................. 275  Table 161: Profile matrix for beam B6 for combination 7 (q=3, L1) ............................. 275  Table 162: Profile matrix for beam B7 for combination 7 (q=3, L1) ............................. 276  Table 163: Profile matrix for beam B8 for combination 7 (q=3, L1) ............................. 276  Table 164: Profile matrix for beam B9 for combination 7 (q=3, L1) ............................. 276  Table 165: Profile matrix for column C1 for combination 7 (q=3, L1) .......................... 276  Table 166: Profile matrix for column C2 for combination 7 (q=3, L1) .......................... 276  Table 167: Profile matrix for column C3 for combination 7 (q=3, L1) .......................... 277  Table 168: Profile matrix for column C4 for combination 7 (q=3, L1) .......................... 277  Table 169: Profile matrix for column C5 for combination 7 (q=3, L1) .......................... 277  Table 170: Profile matrix for column C6 for combination 7 (q=3, L1) .......................... 277  Table 171: Profile matrix for column C7 for combination 7 (q=3, L1) .......................... 278  Table 172: Profile matrix for column C8 for combination 7 (q=3, L1) .......................... 278  Table 173: Profile matrix for column C9 for combination 7 (q=3, L1) .......................... 278  Table 174: Profile matrix for column C10 for combination 7 (q=3, L1) ........................ 278  Table 175: Profile matrix for beam B1 for combination 8 (q=3, L2) ............................. 278  Table 176: Profile matrix for beam B2 for combination 8 (q=3, L2) ............................. 279  Table 177: Profile matrix for beam B3 for combination 8 (q=3, L2) ............................. 279  Table 178: Profile matrix for beam B4 for combination 8 (q=3, L2) ............................. 279  Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

435 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 179: Profile matrix for beam B5 for combination 8 (q=3, L2) ............................. 280  Table 180: Profile matrix for beam B6 for combination 8 (q=3, L2) ............................. 280  Table 181: Profile matrix for beam B7 for combination 8 (q=3, L2) ............................. 280  Table 182: Profile matrix for beam B8 for combination 8 (q=3, L2) ............................. 280  Table 183: Profile matrix for beam B9 for combination 8 (q=3, L2) ............................. 280  Table 184: Profile matrix for column C1 for combination 8 (q=3, L2) .......................... 280  Table 185: Profile matrix for column C2 for combination 8 (q=3, L2) .......................... 281  Table 186: Profile matrix for column C3 for combination 8 (q=3, L2) .......................... 281  Table 187: Profile matrix for column C4 for combination 8 (q=3, L2) .......................... 281  Table 188: Profile matrix for column C5 for combination 8 (q=3, L2) .......................... 282  Table 189: Profile matrix for column C6 for combination 8 (q=3, L2) .......................... 282  Table 190: Profile matrix for column C7 for combination 8 (q=3, L2) .......................... 282  Table 191: Profile matrix for column C8 for combination 8 (q=3, L2) .......................... 282  Table 192: Profile matrix for column C9 for combination 8 (q=3, L2) .......................... 282  Table 193: Profile matrix for column C10 for combination 8 (q=3, L2) ........................ 283  Table 194: Profile matrix for beam B1 for combination 9 (q=3, L3) ............................. 283  Table 195: Profile matrix for beam B2 for combination 9 (q=3, L3) ............................. 283  Table 196: Profile matrix for beam B3 for combination 9 (q=3, L3) ............................. 283  Table 197: Profile matrix for beam B4 for combination 9 (q=3, L3) ............................. 284  Table 198: Profile matrix for beam B5 for combination 9 (q=3, L3) ............................. 284  Table 199: Profile matrix for beam B6 for combination 9 (q=3, L3) ............................. 284  Table 200: Profile matrix for beam B7 for combination 9 (q=3, L3) ............................. 284  Table 201: Profile matrix for beam B8 for combination 9 (q=3, L3) ............................. 284  Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

436 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 202: Profile matrix for beam B9 for combination 9 (q=3, L3) ............................. 285  Table 203: Profile matrix for column C1 for combination 9 (q=3, L3) .......................... 285  Table 204: Profile matrix for column C2 for combination 9 (q=3, L3) .......................... 285  Table 205: Profile matrix for column C3 for combination 9 (q=3, L3) .......................... 285  Table 206: Profile matrix for column C4 for combination 9 (q=3, L3) .......................... 286  Table 207: Profile matrix for column C5 for combination 9 (q=3, L3) .......................... 286  Table 208: Profile matrix for column C6 for combination 9 (q=3, L3) .......................... 286  Table 209: Profile matrix for column C7 for combination 9 (q=3, L3) .......................... 286  Table 210: Profile matrix for column C8 for combination 9 (q=3, L3) .......................... 287  Table 211: Profile matrix for column C9 for combination 9 (q=3, L3) .......................... 287  Table 212: Profile matrix for column C10 for combination 9 (q=3, L3) ........................ 287  Table 213: Profile matrix for beam B1 for combination 10 (q=2, L1) ........................... 287  Table 214: Profile matrix for beam B2 for combination 10 (q=2, L1) ........................... 287  Table 215: Profile matrix for beam B3 for combination 10 (q=2, L1) ........................... 288  Table 216: Profile matrix for beam B4 for combination 10 (q=2, L1) ........................... 288  Table 217: Profile matrix for beam B5 for combination 10 (q=2, L1) ........................... 288  Table 218: Profile matrix for beam B6 for combination 10 (q=2, L1) ........................... 288  Table 219: Profile matrix for beam B7 for combination 10 (q=2, L1) ........................... 289  Table 220: Profile matrix for beam B8 for combination 10 (q=2, L1) ........................... 289  Table 221: Profile matrix for beam B9 for combination 10 (q=2, L1) ........................... 289  Table 222: Profile matrix for column C1 for combination 10 (q=2, L1) ........................ 289  Table 223: Profile matrix for column C2 for combination 10 (q=2, L1) ........................ 289  Table 224: Profile matrix for column C3 for combination 10 (q=2, L1) ........................ 290  Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

437 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 225: Profile matrix for column C4 for combination 10 (q=2, L1) ........................ 290  Table 226: Profile matrix for column C5 for combination 10 (q=2, L1) ........................ 290  Table 227: Profile matrix for column C6 for combination 10 (q=2, L1) ........................ 290  Table 228: Profile matrix for column C7 for combination 10 (q=2, L1) ........................ 291  Table 229: Profile matrix for column C8 for combination 10 (q=2, L1) ........................ 291  Table 230: Profile matrix for column C9 for combination 10 (q=2, L1) ........................ 291  Table 231: Profile matrix for column C10 for combination 10 (q=2, L1) ...................... 291  Table 232: Profile matrix for beam B1 for combination 11 (q=2, L2) ........................... 291  Table 233: Profile matrix for beam B2 for combination 11 (q=2, L2) ........................... 292  Table 234: Profile matrix for beam B3 for combination 11 (q=2, L2) ........................... 292  Table 235: Profile matrix for beam B4 for combination 11 (q=2, L2) ........................... 292  Table 236: Profile matrix for beam B5 for combination 11 (q=2, L2) ........................... 292  Table 237: Profile matrix for beam B6 for combination 11 (q=2, L2) ........................... 293  Table 238: Profile matrix for beam B7 for combination 11 (q=2, L2) ........................... 293  Table 239: Profile matrix for beam B8 for combination 11 (q=2, L2) ........................... 293  Table 240: Profile matrix for beam B9 for combination 11 (q=2, L2) ........................... 293  Table 241: Profile matrix for column C1 for combination 11 (q=2, L2) ........................ 293  Table 242: Profile matrix for column C2 for combination 11 (q=2, L2) ........................ 294  Table 243: Profile matrix for column C3 for combination 11 (q=2, L2) ........................ 294  Table 244: Profile matrix for column C4 for combination 11 (q=2, L2) ........................ 294  Table 245: Profile matrix for column C5 for combination 11 (q=2, L2) ........................ 294  Table 246: Profile matrix for column C6 for combination 11 (q=2, L2) ........................ 295  Table 247: Profile matrix for column C7 for combination 11 (q=2, L2) ........................ 295  Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

438 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 248: Profile matrix for column C8 for combination 11 (q=2, L2) ........................ 295  Table 249: Profile matrix for column C9 for combination 11 (q=2, L2) ........................ 295  Table 250: Profile matrix for column C10 for combination 11 (q=2, L2) ...................... 295  Table 251: Profile matrix for beam B1 for combination 12 (q=2, L3) ........................... 296  Table 252: Profile matrix for beam B2 for combination 12 (q=2, L3) ........................... 296  Table 253: Profile matrix for beam B3 for combination 12 (q=2, L3) ........................... 296  Table 254: Profile matrix for beam B4 for combination 12 (q=2, L3) ........................... 296  Table 255: Profile matrix for beam B5 for combination 12 (q=2, L3) ........................... 297  Table 256: Profile matrix for beam B6 for combination 12 (q=2, L3) ........................... 297  Table 257: Profile matrix for beam B7 for combination 12 (q=2, L3) ........................... 297  Table 258: Profile matrix for beam B8 for combination 12 (q=2, L3) ........................... 297  Table 259: Profile matrix for beam B9 for combination 12 (q=2, L3) ........................... 297  Table 260: Profile matrix for column C1 for combination 12 (q=2, L3) ........................ 298  Table 261: Profile matrix for column C2 for combination 12 (q=2, L3) ........................ 298  Table 262: Profile matrix for column C3 for combination 12 (q=2, L3) ........................ 298  Table 263: Profile matrix for column C4 for combination 12 (q=2, L3) ........................ 298  Table 264: Profile matrix for column C5 for combination 12 (q=2, L3) ........................ 299  Table 265: Profile matrix for column C6 for combination 12 (q=2, L3) ........................ 299  Table 266: Profile matrix for column C7 for combination 12 (q=2, L3) ........................ 299  Table 267: Profile matrix for column C8 for combination 12 (q=2, L3) ........................ 299  Table 268: Profile matrix for column C9 for combination 12 (q=2, L3) ........................ 300  Table 269: Profile matrix for column C10 for combination 12 (q=2, L3) ...................... 300 

Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

439 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 270: Examples of possible deformation‐controlled and force‐controlled actions  ...................................................................................................................................... 307  Table 271: Beam & column member local slenderness ratio (HE‐profiles) .................. 310  Table 272: Beam & column member local slenderness ratio (IPE‐profiles) ................. 311  Table 273: Beam, column yield quantities (HE profiles) ............................................... 311  Table 274: Beam, column yield quantities (IPE profiles) .............................................. 312  Table 275: Moment (kN‐m), axial capacity (kN) and Plastic rotation (rad) for some  beam/column members ............................................................................................... 314  Table 276: Modelling parameters and acceptance criteria for nonlinear procedures for  structural steel components ......................................................................................... 316  Table 277: Steel Moment frame connection types ...................................................... 321  Table 278: Acceptance criteria at different levels of performance for steel MRFs  according to FEMA 356 ................................................................................................. 322  Table 279: Ductility factor for all the analysed cases ................................................... 343  Table 280: Reserve overstrength for all the analysed cases ......................................... 345  Table 281: Actual behaviour factor for all the analysed cases ..................................... 347  Table 282: Calculated overstrength for all the analysed cases .................................... 349  Table 283: Elastic overstrength for all the analysed cases ........................................... 351  Table 284: Redundancy factor for all the analysed cases ............................................. 353  Table 285: Global overstrength for all the analysed cases ........................................... 355  Table 286: Alpha critical for all the analysed cases ...................................................... 357  Table 287: Fundamental period (T) in sec for all the analysed cases ........................... 359  Table 288: Weight in kN for all the analysed cases ...................................................... 361  Table 289: Overstiffness for all the analysed cases ...................................................... 363 

Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

440 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Table 290: Normalised base shear w.r.t weight Vu/Wt for all the analysed cases ........ 365  Table 291: Damageability () VΩ/Velastic for all the analysed cases ............................... 367  Table 292: Modal analysis period normalised to code prescribed period ................... 369  Table 293: Normalised global overstrength (pushover overstrength to the codified  overstrength) ................................................................................................................ 371  Table 294: Values of reserve overstrength obtained from codified formulation ......... 373  Table 295: Analysed cases for 9, 7 and 5 storeys frames ............................................. 379  Table 296: Drift limit versus assumed ductility class .................................................... 382  Table 297: Drift limit, behaviour factor and proposed elastic overstrength ................ 384  Table 298: Drift limit, behaviour factor and global overstrength with material  overstrength ................................................................................................................. 387  Table 299: Drift limit, behaviour factor, proposed global and reserve overstrength ... 387 

Appendix C: List of tables 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

441 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Appendix D: List of Equations  Equation 1: Definition of q factor based on energy approach ....................................... 48  Equation 2: Definition of ductility factor ........................................................................ 50  Equation 3: Response modification factor ..................................................................... 50  Equation 4: Definition of q factor according to European approach .............................. 52  Equation 5: Seismic combination with additive gravity load .......................................... 60  Equation 6: Seismic combination with counteractive gravity load ................................ 60  Equation 7: Ductility factor definition ............................................................................ 60  Equation 8: Displacement ductility ................................................................................. 60  Equation 9: Ductility reduction factor ............................................................................ 61  Equation 10: Ductility reduction factor as a function of period ..................................... 61  Equation 11: Ductility reduction factor with  equals 1.0 (Elastic behaviour) ............... 61  Equation 12: Ductility reduction factor with T = 0 (Rigid structures) ............................. 61  Equation 13: Ductility reduction factor with T →  (Flexible structures) ...................... 62  Equation 14: Non‐dimensional stiffness parameter ....................................................... 77  Equation 15: Non‐dimensional strength parameter....................................................... 77  Equation 16: Non‐dimensional rotational parameter .................................................... 78  Equation 17: Strength parameter ................................................................................... 81  Equation 18: Strength parameter for un‐braced frames ................................................ 81  Equation 19: Strength parameter for braced frames ..................................................... 81  Equation 20: Beam‐to‐column stiffness ratio ................................................................. 84  Equation 21: Non‐dimensional rotational stiffness ........................................................ 84  Appendix D: List of equations 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

442 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Equation 22: Non‐dimensional ultimate flexural resistance of the connection ............. 85  Equation 23: Ultimate resistance of the T‐stub failure modes 1 .................................... 98  Equation 24: Ultimate resistance of the T‐stub failure modes 2 .................................... 99  Equation 25: Ultimate resistance of the T‐stub failure modes 3 .................................... 99  Equation 26: Plastic moment of the T‐stub failure modes 1 .......................................... 99  Equation 27: Plastic moment of the T‐stub failure modes 2 .......................................... 99  Equation 28: Bolt pretension ........................................................................................ 103  Equation 29: Ultimate resistance of the aluminium T‐stub failure modes 1 ................ 120  Equation 30: Ultimate resistance of the aluminium T‐stub failure modes 2a .............. 121  Equation 31: Ultimate resistance of the aluminium T‐stub failure modes 2b .............. 121  Equation 32: Ultimate resistance of the aluminium T‐stub failure modes 3 ................ 121  Equation 33: Plastic moments of the critical flange cross sections close to web ......... 121  Equation 34: Plastic moments of the critical flange cross‐sections close to bolt ......... 121  Equation 35: Plastic moment of the flange when the failure type is “mode 2” ........... 121  Equation 36: Elastic moment at 0.2% proof strength ................................................... 121  Equation 37: Definition of k‐factor adopted by EC9 ..................................................... 122  Equation 38: Factor used in the definition of k‐factor ................................................. 122  Equation 39: Ramberg Osgood law .............................................................................. 129  Equation 40: Ultimate strain approximation ................................................................ 129  Equation 41: Definition of SDS ....................................................................................... 162  Equation 42: Definition of SD1 ....................................................................................... 162  Equation 43: bf/tf for non‐seismic regions .................................................................... 167  Equation 44: bf/tf for seismic regions ........................................................................... 167  Appendix D: List of equations 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

443 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Equation 45 : h/tw for non‐seismic regions for Ca  0.125 ............................................ 167  Equation 46: h/tw for non‐seismic regions for Ca > 0.125 ............................................. 167  Equation 47: h/tw for seismic regions for Ca  0.125 .................................................... 167  Equation 48: h/tw for seismic regions for Ca > 0.125 .................................................... 168  Equation 49: Moment inequality for the design of beams ........................................... 170  Equation 50: Axial inequality for the design of beams ................................................. 170  Equation 51: Shear inequality for the design of beams ................................................ 170  Equation 52: Internal axial load combination for the design of columns ..................... 170  Equation 53: Internal moment combination for the design of columns ...................... 170  Equation 54: Internal shear load combination for the design of columns ................... 171  Equation 55: Modified overstrength factor suggested by Elghazouli et al ................... 172  Equation 56: Global ductility check for SCWB criteria in Eurocode 8 ........................... 173  Equation 57: Global ductility check for SCWB criteria in AISC ...................................... 174  Equation 58: Definition of sum of the moments in the column ................................... 174  Equation 59: definition of sum of the moments in the beams ..................................... 174  Equation 60: Definition of θ according to EC8 .............................................................. 188  Equation 61: Definition of θ according to AISC ............................................................ 188  Equation 62: Definition of θmax according to AISC ........................................................ 188  Equation 63: Simplified definition of accidental torsional effects according to EC8 .... 200  Equation 64: Amplified accidental torsional effects according to EC8 ......................... 200  Equation 65: Overstrength factor definition according to EC8 .................................... 230  Equation 66: Reserve overstrength for special MRFs ................................................... 231  Equation 67: Reserve overstrength for Intermediate MRFs ......................................... 231  Appendix D: List of equations 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

444 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Equation 68: Reduction factor for drift limits for SMFs ................................................ 231  Equation 69: Reduction factor for drift limits for IMFs ................................................ 231  Equation 70: Slenderness factor ................................................................................... 234  Equation 71: Definition of yield rotation of steel beams according to FEMA 356 ....... 308  Equation 72: Definition of yield moment of steel beams according to FEMA 356 ....... 308  Equation 73: Definition of yield rotation of steel columns according to FEMA 356 .... 308  Equation 74: Definition of yield moment of steel columns according to FEMA 356 .... 308  Equation 75: Limit of bf/2tf for beams .......................................................................... 309  Equation 76: Check of bf/2tf for beams ........................................................................ 309  Equation 77: Limit of h/tw for beams ............................................................................ 309  Equation 78: Check of h/tw for beams .......................................................................... 309  Equation 79: Limit of bf/2tf for columns ....................................................................... 310  Equation 80: Check of bf/2tf for columns ..................................................................... 310  Equation 81: Limit of h/tw for columns ......................................................................... 310  Equation 82: Check of h/tw for columns ....................................................................... 310  Equation 83: Definition of ductility reduction factor qu, ............................................. 317  Equation 84: Definition of redundancy factor Ω ......................................................... 317  Equation 85: Definition of elastic overstrength factor ΩE ............................................ 318  Equation 86: Definition of global overstrength factor ΩE, .......................................... 318  Equation 87: Definition of Reserve ductility (q) .......................................................... 318  Equation 88: Definition of behaviour factor qd ............................................................. 319  Equation 89:  Definition of Reserve ductility (q) in term of global overstrength ........ 319 

Appendix D: List of equations 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

445 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Equation 90: Definition of ductility reduction factor qu, in term of redundancy factor  ...................................................................................................................................... 319  Equation 91: Formulation for overstiffness .................................................................. 335  Equation 92: Limit of cr for elastic analysis ................................................................. 335  Equation 93: Limit of cr for plastic analysis ................................................................. 335  Equation 94: Formulation of cr as defined by the code .............................................. 336  Equation 95 Formulation of cr evaluated using stiffness of frame from pushover .... 336  Equation 96 Formulation of cr evaluated using required deformability of frame from  code .............................................................................................................................. 336  Equation 97: Presented interstory drift withstand by the frame ................................. 336 

Appendix D: List of equations 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

446 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Appendix E: Unit Conversions  Length Conversion  Imperial/USA unit Metric (SI) unit Inch  2.54 centimetres Foot  30.48 centimetres Yard  0.91 meters Mile  1.61 kilometres

  Metric (SI) unit   Centimetre   Meter   Meter   Kilometre

Imperial/USA unit  0.39 inches 3.28 feet 1.09 yards 0.62 miles

Weight (or mass) conversion  Imperial/USA unit  Ounce (weight) Pound  UK ton (2240 pounds) US ton (2000 pounds)

Metric (SI) unit  28.35 grams 0.45 kilograms 1.02 metric tons 0.91 metric tons

   Metric (SI) unit    Gram    Kilogram    Metric ton (1000 kg.)    Metric ton (1000 kg.)

Imperial/USA unit  0.035 ounces  2.21 pounds  0.98 UK tons  1.10 US tons 

 

Load (Force)

1 kip  1 tonne 

= 1,000 Ib. = 1,000 kgf = 2,205 lb.  = 9.807 kN 

1 kgf   

= 2.2046 Lb   &   1 Lb = 0.4536 kgf

1 N  1 kN  Force per running length 1 kN/m  1 tonne/m  Stress (Pressure) 1 psi 

= kg‐m / sec2

1 kPa 

1 tsm 

1 MPa  1 ksi 

Appendix E: Unit conversions 

= 1,000 N = 68.52 Lb/ft. = 672 Lb/ft. = 144 psf = 0.14504 psi = 6.895 kPa (1 kPa = 1 kN/m2)  = 20.885 psf  = 0.70307 tsm  (tonne/m2)  = 9.807 kPa = 1.422 psi = 204.82 psf = 145 psi = 0.145 ksi = 20,885 psf = 101.97 tsm = 6.895 Mpa

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

447 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Appendix F: Material Constants  Properties 

Carbon  Steels 

Alloy  Steels 

Aluminium 

Reinforce  Concrete 

Density (1000 kg/m3) 

7.85 

7.85 

2.6‐2.8 

2.3 – 2.4 

Elastic Modulus (GPa) 

190‐210 

190‐210 

70‐79 

17‐31 

Tensile Strength (MPa) 

276‐1882 

758‐1882 

230‐570 

12 ‐ 15 

Yield Strength (MPa) 

186‐758 

366‐1793 

215‐505 

 

Poisson's Ratio 

0.27‐0.3 

0.27‐0.3 

0.33 

0.1‐0.2 

10‐32 

4‐31 

10‐25% 

 

Thermal Expansion (10 /K)  

11‐16.6 

9.0‐15 

23 

10 ‐ 12 

Melting Point (°C) 

 1510  

 1510 

660 

 

Thermal Conductivity (W/m‐K)  24.3‐65.2 

26‐48.6 

20.4‐25.0 

 

Specific Heat (J/kg‐K) 

450‐2081 

452‐1499 

910 

 

Electrical Resistivity (10 ‐m) 

130‐1250 

210‐1251 

26 

 

Hardness (Brinell 3000kg) 

86‐388 

149‐627 

 

 

Percent Elongation (%)  ‐6

‐9

Appendix F: Material constants 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

448 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Appendix G: American standards steel grades  

 

 

Yield strength Re   MPa [ksi]

 

Tensile strength Rm   MPa [ksi]

Grade 36  Grade 42 Grade 50  Grade 55  Grade 60  Grade 65

≥250 [36]  ≥290 [42] ≥345 [50]  ≥380 [55]  ≥415 [60]  ≥450 [65]

A588‐05 

Grade B  Grade C 

A709‐07 

Standard

Grades

 

Minimum elongation A  min. 200 mm  [8 in] % 

min. 50 mm  [2 in] % 

400‐550  [58‐80]  ≥415 [60] ≥450 [65]  ≥485 [70]  ≥520 [75]  ≥550 [80]

20  20 18  17  16  15

21  24  21  20  18  17 

≥345 [50]  ≥345 [50] 

≥485 [70]  ≥485 [70] 

18  18 

21  21 

Grade 36  Grade 50  Grade 50S 

≥250 [36]  ≥345 [50]  345‐450 [50‐65] 

400‐550 [58‐80]  ≥450 [65]  ≥450 [65] 

20  18  18 

21  21  21 

A913‐04 

Grade 50  Grade 65 

≥345 [50]  ≥450 [65] 

≥450 [65]  ≥550 [80] 

18  15 

21  17 

A992‐06a 

Grade 50 

345‐450 [50‐65] 

≥450 [65] 

18 

21 

A36‐05 

A572‐07 

 

Appendix G: American standards steel grades 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

449 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Appendix H: European standards steel grades   Minimum yield strength  (MPa)  Nominal thickness (mm) 

Standard  Grades  ≤16 

Minimum elongation  (%) 

Nominal thickness (mm) Nominal thickness (mm) 

>16  >40  >63  >80   >100 >3  ≤40  ≤63  ≤80    ≤100 ≤125 ≤ 100 

S235JR  S235J0  235  225 215  S235J2  S275JR  S275J0  S275J2  EN  S355JR  10025‐2:  S355J0  2004  S355J2  S355K2  S450J0 E295  E335  E360 

Tensile strength  (MPa)  >100  ≤125 

>3  >40  >63  >100  ≤40  ≤63  ≤ 100   ≤125 

195  360‐510  350‐500 

26  25 

24 

22 

275  265 255 245  235  225  410‐560  400‐540 

23  22 

21 

19 

355 

345  335  325  315  295  470‐630 

450‐600 

22  21 

20 

18 

450 295  335  360 

430 285  325  355 

530‐700 450‐610  550‐710  650‐830 

17 20  19  16  15  11  10 

18  14  9 

16  12  8 

410 275  315  345 

390 265  305  335 

380  255  295  325 

380 245  275  305 

 

Appendix H: European standards steel grades 

550‐720 470‐610  570‐710  670‐830 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

450 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Appendix I: Miscellaneous and Thumb rules  Structural depth  System  Slab  Steel beams  Steel Joist (Floor) Steel Joist (Roof) Plate girder  Joist girder  Steel truss  Space frame 

L/D (Length to depth) 40 to 50 20 to 28 20‐25 25‐35 15 12 12 12 to 20

Span range Up to 75ft (23 m) 8ft to 144ft (2.5m to 44m)  40ft to 100ft (12m to 30.5m)  20ft to 100ft (6m to 30.5m)  40ft to 300ft (12m to 91.5m)  80ft to 300ft (24m to 91.5m) 

Loads  2

System  Weight (kN/m ) Floor finished (screed) 1.8  Ceiling and service loads 0.5 Removable light weight partitions  1.0 Blockwork partition 2.5 External walls‐ Curtain walling and glazing   0.5 on Elevation Cavity walls (Light weight blocks/bricks) 3.5 Composite floor slabs 2.5 to 3.5 Precast concrete slabs 2.5 to 4.0 From Manual for the design of steel work building structures

 

Appendix I: Miscellaneous and thumb rules 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

451 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Printed and soft copies Ph.D. Candidate: Muhammad Tayyab Naqash (Printed and soft formats),  Ph.D. Supervisor: Prof. Gianfranco De Matteis (Printed and soft formats),  Ph.D. Co‐Supervisor: Prof. Antonio De Luca (Printed and soft formats),  Ph.D. Coordinator: Prof. Marcello Vasta (Printed and soft formats),  Department of Engineering and Geology, University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara  (Printed and soft formats),   

Printed and soft copies 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

452 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Distribution  If you have found this document useful, please feel free to pass on permission,  the contact information, a hard copy, or a soft copy (non‐editable) to any other  thesis writers, researcher, or graduate student organizations.                                        Please do not sell them, or use any of the contents without acknowledgement.   

Distributions 

University “G. d'Annunzio” of Chieti‐ Pescara 

453 

Ph.D. thesis titled “Optimum design of steel moment resisting frames” by Tayyab Naqash 

Author’s vita    Muhammad  Tayyab  Naqash  was  born  in  Charsadda  (KPK)  Pakistan.  After  completing  his  schooling,  from  Battagram  Charsadda,  he  entered  for  his  intermediate  studies  at  Nisar  Shaheed  Degree  College  Risalpur  Cantt  Nowshera,  where  he  completed  his  Pre‐Engineering;  he  was  awarded  with  silver  medal for obtaining second position in Engineering group from  the  Board  of  Intermediate  and  Secondary  Education  Mardan.    During  the  years  of  2003  to  2007,  he  attended  Quaid‐e‐Awam  University  of  Engineering  Sciences  and  Technology  (QUEST)  Nawabshah Sindh and achieved Bachelor’s degree in Civil Engineering. He was awarded  with  triple  honour  (Gold  Medal  for  faculty  top  in  03  Batch,  Gold  Medal  for  best  graduate  in  03  Batch  and  silver  medal  for  first  position  in  03  Civil)  in  the  fourth  convocation  of  the  University  held  in  2012.  After  bachelor,  he  worked  as  Production  Engineer  for  a  year  at  MobiServe  Pakistan  (Pvt)  Limited  Islamabad  and  then  joined  Pakistan Poverty Alleviation Fund (PPAF) Pakistan as Management Executive at Water  Management  Centre  Islamabad.  He  was  offered  full  scholarship  at  the  University  of  Naples “Federico II”, Naples, Italy in the Second Edition of the Master (Design of Steel  Structures)  being  at  the  top  of  the  list  in  September  2008.  He  obtained  Master’s  Degree  in  “Design  of  Steel  Structures”  and  was  awarded  with  maximum  evaluation  110/110 in November 2009. He entered in the 25th cycle of Ph D. at the Department of  Engineering, University ‘‘G. D’Annunzio’’ of Chieti‐Pescara, Pescara, Italy. During his Ph  D. studies, he worked on metal connections and seismic design of steel structures, in  such  fields  he  has  several  publications  in  International  Journals  and  conferences.  He  also  remained  in  the  organising  committee  for  the  “Design  of  Steel  Structures”  in  collaboration  with  the  University  of  Naples  “Federico  II”,  together  with  the  participation in the courses as an assistant with professors.     The  current  thesis  is  aimed  to  conclude  his  Ph.D.  studies  at  the  University  ‘‘G.  d’  Annunzio’’ of Chieti‐Pescara.                Contacts:  [email protected][email protected]     The Author typed and composed this thesis.  Distributions