Cast-in-Place Concrete Connections for Precast Deck Systems (2011)

Below is the uncorrected machine-read text of this chapter, intended to provide our own search engines and external engines with highly rich, chapter-representative searchable text of each book. Because it is UNCORRECTED material, please consider the following text as a useful but insufficient proxy for the authoritative book pages.

A‐i                    Appendix A    NCHRP 10­71 Design Guide                               

A‐iv    ACKNOWLEDGMENTS  The design recommendations presented herein were developed under NCHRP 10‐71 Cast‐in‐Place  Concrete Connections for Precast Deck Systems by investigators from the Department of Civil  Engineering at the University of Minnesota, the Department of Civil and Environmental Engineering,  University of Tennessee – Knoxville, Eriksson Technologies, Inc., Berger/ABAM Engineers, Inc., Concrete  Technology Corp., and Central Pre‐Mix Prestress Co. The University of Minnesota was the contractor for  this study.  The principal authors of this report are Catherine French, Carol Shield, David Klaseus, Matthew Smith,  and Whitney Eriksson, University of Minnesota, and Z. John Ma and Peng Zhu, Samuel Lewis, Cheryl E.  Chapman of the University of Tennessee Knoxville. Gratitude is also expressed to Brock Hedegaard,  Roberto Piccinin, Max Halverson, Ben Dymond, and Professor Arturo Schultz of the University of  Minnesota for their contributions to the project. The research team also gratefully acknowledges the  input provided by the NCHRP research panel and program directors.                                       

A‐v    Foreword  Strong momentum exists for the growing use of precast elements in bridge construction as a means to  speed construction and minimize disruption to traffic and commerce. Precast construction also offers  higher quality control compared to on‐site concrete casting and can reduce the impact of bridge  construction on the environment through the elimination of formwork. Two recent NCHRP projects have  focused on the investigation of precast decked systems:  NCHRP 12‐65 Full‐Depth, Precast‐Concrete  Bridge Deck Panel Systems and NCHRP 12‐69 Design and Construction Guidelines for Long‐Span Decked  Precast, Prestressed Concrete Girder Bridges. NCHRP 12‐65 addressed the development of transverse  and longitudinal connections between full‐depth, precast‐concrete bridge deck panels, with emphasis  on systems without overlays and without post tensioning through the connection.  NCHRP 12‐69  addressed I‐beam, bulb‐tee, or multi‐stemmed girders with integral decks cast and prestressed with the  girder.    This report contains the design recommendations which have been developed as an outcome of project  NCHRP 10‐71 Cast‐in‐Place Reinforced Connections for Precast Deck Systems. The focus of this project  has been the development of specifications, guidelines, and examples for the design and construction of  durable cast‐in‐place (CIP) reinforced concrete connections for precast deck systems that emulate  monolithic construction.  The typical sequence of erecting bridge superstructures in the United States is  to erect the precast prestressed concrete or steel beams, place either temporary formwork or stay‐in‐ place formwork such as steel or concrete panels, place deck reinforcement, cast deck concrete, and  remove formwork if necessary.  This project focused on systems that eliminate the need to place and  remove formwork thus accelerating on‐site construction and improving safety.    The three systems considered in NCHRP 10‐71 to accomplish these objectives were identified during the  2004 Prefabricated Bridge Elements and Systems International Scanning tour (International Scanning  Study Team, 2005).  The scanning tour visited France, Belgium, Japan, and the Netherlands with eleven  participants representing FHWA, State Departments of Transportation, National Association of County  Engineers, industry, and academia.  The study team developed a series of recommendations related to  prefabricated elements and systems to be used for superstructure systems, along with substructure  systems and movement systems for rapid replacement and construction.  Three of the superstructure  systems were identified to be specifically addressed in NCHRP 10‐71. These systems included: (1) a  precast composite slab‐span system (PCSSS) for short to moderate span structures, (2) full depth  prefabricated concrete decks, and (3) deck joint closure details (e.g., bulb‐tee flange connections) for  precast prestressed concrete girder systems for long span structures.  Each system uses precast  elements that are brought to the construction site ready to be set in place and quickly joined together.   Depending on the system, the connections are either transverse (across the width of the bridge) or  longitudinal (along the length of the bridge); however, practices differ in detailing the transverse and  longitudinal connections.  The design recommendations contained herein are divided into two sections. Section 1 contains the  recommendations for precast composite slab‐span system (PCSSS) bridges. These recommendations  encompass the entire design of the system, as the connections are integral with the performance of the  entire composite system. Section 2 contains the recommendations for the longitudinal and transverse 

A‐vi    joints of the decked bulb‐tee and precast panel systems. This study was focused only on the design of  the cast‐in‐place joints within these systems, rather than the systems themselves. The design  recommendations for the systems have been covered elsewhere through recommendations developed  in conjunction with NCHRP 12‐65 and 12‐69 and are not repeated herein. In addition to the detailing  requirements for these connections, however, performance requirements were developed for the  closure pour materials to be used with these connections, which are included herein.                               

vii    Table of Contents  TABLE OF CONTENTS ........................................................................................................................ VII  LIST OF FIGURES ................................................................................................................................ VIII  LIST OF TABLES ..................................................................................................................................... IX    SECTION 1: PRECAST COMPOSITE SLAB­SPAN SYSTEM....................................................... A­1  1.0  Introduction to Design Recommendations for PCSSS Bridge Systems ............................. A‐1  1.1.  Design Recommendations ............................................................................................... A‐1  1.1.1.  Precast Prestressed Inverted‐T Design .................................................................. A‐3  1.1.2.  Bursting, Splitting and Spalling Forces ................................................................. A‐10  1.1.3.  Restraint Moment ................................................................................................ A‐13  1.1.4.  Live Load Distribution Factors and Skew Effects ................................................. A‐19  1.1.5.  Transverse Load Distribution ............................................................................... A‐21  1.1.6.  Reflective Crack Control ....................................................................................... A‐26  1.1.7.  Composite Action ................................................................................................. A‐34  1.2.  Construction Specification Recommendations .............................................................. A‐37  1.2.1.  Sequence of Placement ....................................................................................... A‐38  1.2.2.  Construction Joints .............................................................................................. A‐38  1.2.3.  Special Requirements for PCSSS Bridges ............................................................. A‐39  References for Precast Slab Span System .................................................................................. A‐42  SECTION 2: CONNECTION CONCEPTS BETWEEN PRECAST FLANGES AND PANELS . A­43  2.0  Introduction to Design Recommendations for Longitudinal and Transverse Joints  between Decked Bulb Tees (DBTs) and Precast Panels ................................................. A‐43  2.1.  Design Recommendations ............................................................................................. A‐43  2.1.1.  U‐Bar Details ........................................................................................................ A‐44  2.1.2.  Headed‐Bar Details .............................................................................................. A‐48  2.1.3.  Minimum Bar Bend .............................................................................................. A‐49  2.1.4.  Minimum Depth and Cover ................................................................................. A‐51  2.1.5.  Live Load Distribution factors for Moment and Shear ........................................ A‐52  2.1.6.  Precast Deck Slabs on Girders with Longitudinal and Transverse Joints ............. A‐53  2.1.7.  Longitudinal and Transverse Joints between Decked Bulb Tees ......................... A‐54  2.2.  Construction Specification Recommendations .............................................................. A‐57  2.2.1.  Classes of Concrete .............................................................................................. A‐62  2.2.2.  Performance Criteria ............................................................................................ A‐62  References for Longitudinal and Transverse Joints between Decked Bulb Tees (DBTs) and  Precast Panels ................................................................................................................ A‐64 

viii    List of Figures  Figure 1.1.1: Typical 18 in. total depth PCSSS cross section and relevant dimensions ............... A‐2  Figure 1.1.2: Plan view of a PCSSS flange blockout at a continuous pier to facilitate the  development of negative moment at the pier ................................................................ A‐7  Figure 1.1.3: Cross‐sectional view of a PCSSS and support at a continuous pier illustrating the 10  in. flange blockout and general bearing details .............................................................. A‐8  Figure 1.1.2: reinforcement and depth of concrete considered in calculation of the  reinforcement ratio for transverse load transfer (highlighted in yellow) ..................... A‐22  Figure 1.1.3: Reinforcement and depth of concrete considered in the calculation of the  reinforcement ratio for crack control (highlighted in yellow) ....................................... A‐27  Figure 1.1.41: Variation in magnitude of assumed depth of cover depending on  inclusion/exclusion of precast flange measured to center of reinforcement, as defined  by AASHTO (2010) .......................................................................................................... A‐29  Figure 2.1.1:  Longitudinal U‐Bar joint details ........................................................................... A‐46  Figure 2.1.2:  Longitudinal Headed‐Bar joint details ................................................................. A‐49  Figure 2.2.1: Foam wedges for the configuration of the shear key .......................................... A‐57  Figure 2.2.2: Profile of joint surface before and after sandblasting .......................................... A‐58                           

ix    List of Tables  Table 1.1.11: Spacing and reinforcement ratio limits for flexural and crack control reinforcement ........................................................................................................................................ A‐28  Table 1.1.2: Crack control reinforcement parameters in the laboratory test specimens ......... A‐30  Table 2.2.1: Proposed performance criteria of closure pour materials .................................... A‐59  Table 2.2.2: Application of closure pour material grades for freezing‐and‐thawing durability .......   .....…………………...…...………………………………………………………………………………………………….A‐59  Table 2.2.3: Candidate overnight cure materials and mixing information ................................ A‐61  Table 2.2.4: Candidate 7‐day cure materials mix proportions .................................................. A‐61                 

A‐1    Section 1: Precast Composite Slab­Span System    1.0    Introduction to Design Recommendations for PCSSS Bridge Systems  This section contains design recommendations to facilitate the adaptation and use of precast composite  slab span system (PCSSS) bridges. The Minnesota Department of Transportation (Mn/DOT) developed  the initial implementation of PCSSS bridges in the US as an outcome of a 2004 Prefabricated Bridge  Elements and Systems International Scanning Tour (International Scanning Study Team, 2005). The  PCSSS, based on the French Poutre Dalle system, is an efficient section for short to moderate span  structures. Precast inverted‐T panel elements are readily assembled at the construction site and serve as  formwork for the cast‐in‐place concrete which acts compositely with the panels. Transverse  reinforcement protruding from the precast webs serves as transverse load distribution reinforcement  and also serves as crack control reinforcement in conjunction with a drop‐in cage that is placed in the  trough over the longitudinal joint between adjacent precast webs.   The recommendations contained herein are based on a comprehensive study that includes information  from the field performance of PCSSS bridges and the results of the NCHRP 10‐71 study on Cast‐in‐Place  Concrete Connections for Precast Deck Systems. The NCHRP study included large‐scale laboratory tests  on two‐span and simple‐span PCSSS bridges, as well as, seven subassemblage tests. The two‐span and  simple‐span large‐scale bridge specimens provided an opportunity to investigate different cross‐ sectional details and associated aspects of bridge behavior. These include the effect of flange thickness  and type and quantity of transverse joint reinforcement on reflective crack control; horizontal shear  transfer reinforcement on composite action; and bursting reinforcement on crack control at release. The  seven subassemblages provided an opportunity to investigate variations in crack control reinforcement  across the longitudinal joint between the precast flanges.    1.1. Design Recommendations  The proposed design recommendations for the PCSSS are outlined in the following sections based on  the controlling behavior. Significant research effort was concentrated on systems constructed using a 12  in. deep precast inverted T‐section panel with cast‐in‐place (CIP) topping measuring 6 in. deep on top of  the precast webs. This composite system provides an efficient design for spans in the range of 20 ft. to  31 ft. While the proposed design recommendations herein are generally applicable to sections of all  depths, sample calculations included in this discussion refer to sections constructed with a 12 in. deep  precast panel; Figure 1.1.1 shows a cross section of a single 12 in. deep precast member with all relevant  dimensions required for calculations contained herein. The maximum span length for efficient  application of PCSSS bridges is just over 60 ft.       

A‐2      Figure 1.1.1: Typical 18 in. total depth PCSSS cross section and relevant dimensions  Because of the jointed nature of the precast portion of the PCSSS system created by the discontinuity  between flanges of adjacent inverted shallow T‐sections, and because the continuity of the PCSSS  system is provided by cast‐in‐place (CIP) concrete, rather than through the use of post‐tensioning, it is  recognized that cracking will likely be initiated in these systems through restrained shrinkage and  environmental effects. Consequently, it is important to recognize the existence of such cracking for all  design parameters. An important aspect of the design is the control of such cracking through transverse  reinforcement located across the joint region in the trough between adjacent precast web sections. It  should be noted that CIP systems, which the PCSSS is intended to emulate, are also expected to develop  cracks due to restrained shrinkage and environmental effects, as well as due to load effects. In the case  of PCSSS bridges, it may be possible to more readily predict locations where cracking due to restraint is  likely to occur and apply reinforcement in those regions to control the cracking.  The following design recommendations consist of both proposed modifications to current specifications,  generally defined in the 2010 AASHTO LRFD Bridge Design Specifications (5th Edition), as well as general  design and construction practices that should be observed by the designer. Anytime AASHTO (2010) is  shown in the text, it is meant to reference the 2010 AASHTO LRFD Bridge Design Specifications, unless  otherwise noted. Other specifications used in this document include the 2008 ACI 318 Building Code  Requirement for Structural Concrete, which is referenced as ACI 318‐08 in the text. In the case of  modifications to current AASHTO (2010) specifications, proposed additions and deletions to the  specification are shown with underline and strikethrough notation, respectively.      

A‐3    It is proposed that a new definition be added for Precast Composite Slab Span Systems in AASHTO  (2010) 5.2 as shown below:  AASHTO (2010) Article 5.2 DEFINITIONS  Post‐Tensioning Duct—A form device used to provide a path for post‐tensioning tendons or bars  in hardened concrete.   .  .  .  Precast Composite Slab Span System— A type of superstructure in which shallow precast prestressed  inverted T‐sections are made composite with cast‐in‐place concrete to form a composite slab bridge.   The individual precast prestressed inverted T‐sections are considered beam elements until made  composite with the cast‐in‐place concrete and are joined transversely with spliced bars that extend  from the precast webs.  The spliced bars also provide crack control reinforcement in conjunction with  a supplemental cage.  Precast Members—Concrete elements cast in a location other than their final position.  .  .  .    1.1.1. Precast Prestressed Inverted‐T Design  To better address the design of precast prestressed inverted T‐sections incorporated in PCSSS bridges,  specifications suggested for modification include AASHTO (2010) Articles 5.14.1.2.2, C5.14.1.2.2, and  5.14.1.2.4  In the initial implementation of PCSSS bridges in the State of Minnesota, the flanges of the precast  inverted T‐sections were 5.25 in. deep. In the next generation of PCSSS bridges, it was recommended  that the flange thickness be decreased to 3 in. for two reasons: (1) to reduce the discontinuity between  the adjacent flanges (which acts like a crack between adjacent panels); and (2) to lower the transverse  reinforcement that crosses the interface between adjacent panels which better facilitates crack control  and the effectiveness of the reinforcement for transverse load transfer. The reduced 3 in. flange depth  was deemed to be sufficiently robust for transportation and handling purposes during construction. To  investigate the effect of the flange thickness in the NCHRP 10‐71 study, the flange thickness was 5.25 in.  in one span of the Concept 1 laboratory bridge specimen and 3 in. in the other span as well as in the  Concept 2 bridge and the subassemblage specimens.   The flange thickness is measured at the longitudinal joint, while a taper increases the thickness by 1/4  in. at the vertical web. The flange must provide adequate flexural capacity to hold the wet CIP concrete  during construction and associated construction loads. A practical upper bound can be investigated with  the 22 in. deep precast section with a 6 in. deep CIP deck, the 3 in. thick flange provides sufficient  flexural and shear capacity during construction when the compressive strength of the precast concrete  at erection is taken to be 6,000 psi. For this reason, it is recommended that the flange thickness  provided for the inverted‐T precast sections be 3 in. at the joint, and taper to 3 1/4 in. at the precast  web. 

A‐4    A 1 in. 45 degree chamfer shall be included in the top of the flanges at the precast joint, to provide a  channel for a silicone caulk to be applied prior to placement of the CIP concrete. The silicone provides an  elastic interface between the PC and CIP concrete at the discontinuity created by the precast joint, and  seals the joint so wet concrete doesn’t leak through the joint. In addition, a 1 in. chamfer shall be  included on the top web corners of the PC member, which removes the potential for a sharp, 90 degree  corner at that location. Figure 1.1.1 illustrates the chamfer locations.  Two geometric design constraints that should remain fixed for the design of the precast prestressed  inverted‐T sections, irrespective of the span length, include the thickness of the flange (i.e., 3 in. tapered  up to 3 1/4 in.), and the width of the flange (i.e., 12 in.). Changes to the width of the web of the precast  inverted‐T section may be required depending on the constraints of a specific project. Issues to consider  in selecting the web width include hauling and crane limitations in transporting and placing the precast  elements, as well as the availability of appropriate formwork from the precast Fabricator. Longer spans  (in excess of 31 ft.) would require deeper precast sections and additional prestress. A precast section  thinner than 12 in. should be used with caution, as the investigation of thinner sections was not  completed during the NCHRP 10‐71 study.      To address these issues associated with the design of the precast inverted‐T portion of the  PCSSS, the following recommendations in AASHTO (2010) should be modified as indicated below.     AASHTO (2010) Article 5.14.1.2 Precast Beams  5.14.1.2.1 Preservice Conditions    The preservice conditions of prestressed girders for shipping and erection shall  be the responsibility of the contractor.  5.14.1.2.2 Extreme Dimensions    The thickness of any part of precast concrete beams shall not be less than:  top flange……………………………………………………………………………………………..2.0 in.  web, non post‐tensioned………………………………………………………………………5.0  in.  web, post‐tensioned……………………………………………………………….…………….6.5  in.  bottom flange, non inverted‐T……………………………………………………………...5.0  in.  bottom flange, inverted‐T for precast composite slab‐span system.…….3.0  in.    The width of the bottom flange extension of precast concrete inverted‐T beams used for  precast composite slab‐span systems shall be 12.0 in., unless it can be shown that the  distance between webs in the precast composite slab‐span system is sufficient to  accommodate the development of the spliced transverse reinforcement, the  supplemental cage for crack control, and the spacing of the bottom longitudinal bars in 

A‐5    the case of continuous span systems that require reinforcement for positive restraint  moment.  The maximum dimensions and weight of precast members manufactured at an offsite  casting yard shall conform to local hauling restrictions.  C5.14.1.2.2    The 2.0‐in. minimum dimension relates to bulb‐T and double‐T types of girders  on which cast‐in‐place decks are used. The 5.0‐in and 6.5‐in. web thicknesses have been  successfully used by contractors experienced in working to close tolerances. The 5.0‐in.  limit for bottom flange thickness normally relates to box‐type sections, while the 3.0‐in.  limit for bottom flange thickness specifically relates to inverted‐T type sections with  12.0‐in. wide flange extensions for use in precast composite slab‐span systems. It is  suggested that the bottom flange be tapered from 3.0‐in. at the joint to 3.25‐in. at the  vertical web face of the precast member for precast concrete inverted‐T beams used for  precast composite slab‐span systems to facilitate form removal.    The width of the bottom flange for inverted‐T type sections is specified at 12.0‐ in. to ensure (1) adequate development of the transverse reinforcement spliced in the  longitudinal closure joint, (2) adequate space to accommodate cage for supplemental  crack control reinforcement, and (3) adequate spacing to accommodate longitudinal  reinforcement located in single layer in bottom of cage to provide resistance to positive  restraint moments in continuous systems where necessary. Increases in the bottom  flange width are not recommended, because the minimum thickness of 3.0‐in. of the  bottom flange may not be adequate to resist construction loads when the flange is  wider than 12.0‐in. Increasing the thickness of the bottom flange of inverted‐T type  sections is not recommended as close proximity of the transverse reinforcement to the  bottom of the section is preferred.       …    Total structure depth for the PCSSS shall conform to Article 2.5.2.6.3 of the AASHTO (2010) specification  without modification, which provides minimum section depths for serviceability requirements. The  PCSSS shall be considered a prestressed concrete slab superstructure, as specified in Table 2.5.2.6.3‐1 of  the specification. As given by AASHTO (2010), for precast concrete slab superstructures, the minimum  depths, including the deck, are 0.030L and 0.027L for simple and continuous spans, respectively.  Furthermore, both equations are capped at 6.5 in. and the span length, L, and resulting section depth  are both in units of ft. For a simple span, the required minimum section depth for a 31 ft. and 65 ft. span  would be 11.2 in. and 23.4 in., respectively, which are smaller than the required section dimensions for  strength. 

A‐6    Furthermore, the designer should specify a smooth flange surface. As observed in the second control  subassemblage specimen, the smooth flange performed better than many of the other specimens. The  smoothness of the flange may help to distribute the transverse loads more uniformly over the width of  the longitudinal closure joint. The smooth flange also facilitates the removal of formwork for the precast  Fabricator.   The reinforcement provided for confinement of the tendons shall conform to AASHTO (2010) Article  5.10.10.2 as written.   The design of the bearing and connection details at both the end and continuous supports for the PCSSS  was motivated by three primary characteristics. First, the PCSSS should be designed such that even and  uniform bearing across the full width of the precast inverted‐T panel is achieved at the ends of the  members, ideally through an elastomeric bearing pad as defined by AASHTO 2009 Interim LRFD Bridge  Construction Specifications Article 18.2 and of sufficient dimension to support the factored loads. The  bearing pad should extend across the full width of the PCSSS bridge system, less 6 in. to provide a drip  setback. Second, a method for relieving restrained shrinkage at the supports should be considered, such  as through the use of a bond breaker between the pier cap and CIP closure pour.  Finally, a means of  transferring the compression force effectively between adjacent spans at a continuous support should  be considered. During the current study, a 10 in. flange blockout was utilized near the continuous  support to facilitate the development of negative moment at the pier by providing integral CIP concrete  within the compression zone of the beam in the joint regions. The 10 in. flange blockout is illustrated in  a plan and cross‐sectional view of a continuous pier in Figures 1.1.2 and 1.1.3, respectively.  The bearing  pads are shown in Figure 1.1.2 with diamond hatching, and are not included below the 24 in. trough  region, thereby allowing the CIP concrete to be placed directly against the pier cap in these locations,  though a bond breaker, when utilized, would separate the interface between the pier cap and CIP  concrete. 

A‐7      Figure 1.1.2: Plan view of a PCSSS flange blockout at a continuous pier to facilitate the development of  negative moment at the pier    A cross‐sectional view of the PCSSS and support at a continuous pier is shown in Figure 1.1.3. As in the  previous figure, the bearing pad material is shown with a diamond hatching. Also shown is a polystyrene foam  in the regions between the precast inverted‐T members and the pier, which provided containment for the CIP  concrete during the closure pour, but was relatively crushable and was therefore not expected to significantly  affect the location of center of bearing. 

A‐8      Figure 1.1.3: Cross‐sectional view of a PCSSS and support at a continuous pier illustrating the 10 in. flange  blockout and general bearing details  Vertical dowels shall be installed in the pier cap and embedded in the CIP closure pour to provide a  positive connection between the superstructure and substructure. The ideal location of the vertical  dowels is such that they lie in a line along the length of the pier cap that bisects the area created  between the ends of longitudinally adjacent precast panels at a continuous pier. Where there is  insufficient clearance between adjacent precast panels for the installation of the vertical reinforcement,  the dowels may be placed in the area created by the flange blockouts in the trough area between  inverted‐T members. A review of the PCSSS construction documents utilized in the construction of  Mn/DOT Bridge 13004 in Center City, Minnesota revealed that the vertical dowels consisted of No. 5  bars at 12 in. on center, although an equal area of reinforcement grouped in the blockout locations was  expected to be a satisfactory alternative where there was insufficient clearance between the ends of the  precast members. It is recommended that the dowels be stainless steel for durability, and that they be  wrapped (e.g., with ½ in. pipe insulation) above the pier or abutment cap to reduce the amount of  restrained shrinkage in the transverse direction.  To address these issues associated with the bearing detail under the precast beam at the abutment and  pier of the PCSSS, the following recommendations in AASHTO (2010) should be modified as indicated  below.    

A‐9    AASHTO (2010) Article 5.14.1.2.4 Detail Design    All details of reinforcement, connections, bearing seats, inserts, or anchors for  diaphragms, concrete cover, openings, and fabrication and erection tolerances shall be  shown in the contract documents. For any details left to the Contractor’s choice, such as  prestressing materials or methods, the submittal and review of working drawings shall  be required.    For precast composite slab span construction, continuous bearing shall consist  of an elastomeric bearing device of sufficient dimension to support the factored loads.    The effects of restrained shrinkage in the transverse direction on the CIP closure  pour shall be considered, and where feasible, a means of relieving restrained shrinkage  at the supports shall be employed.    At continuous supports of precast composite slab span bridge construction, a  means of facilitating the development of negative moment at the pier by providing  integral CIP concrete within the compression zone of the beam in the joint region shall  be provided.    Vertical dowels, or equivalent, shall be installed in the pier cap and embedded  within the CIP closure pour to provide a positive connection between the superstructure  and substructure, and where surface cracking near the continuous piers it to be  expected, the dowel reinforcement shall be fabricated from a corrosion resistant  material.     C5.14.1.2.4    AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications include general requirements  pertaining to the preparation and review of working drawings, but the contract  documents should specifically indicate when they are required.    Article 18.2 of the AASHTO 2009 Interim LRFD Bridge Construction Specifications  provides information relevant to the properties of the elastomeric bearing pad.    Restrained shrinkage caused by restraint at the supports may increase the  transverse tensile stresses near the precast joint region and subsequently promote or  advance reflective cracking. A bond breaker (i.e., plastic sheet) provided between the  pier cap and CIP closure pour may reduce the restrained shrinkage near the joint region.  The application of foam pipe insulation to vertical dowels emanating from the pier cap  and embedded in the CIP concrete is expected to reduce the effects of restrained  shrinkage due to the dowel reinforcement and should also be considered.    A flange block out at the end of precast composite slab span members at  continuous piers offers a means of providing contiguous CIP concrete in the joint region  to facilitate the compressive reaction in the negative moment region of a PCSSS bridge.  Research and current design methodology suggest that a 10 in. blockout, measured  from the end of the beam was sufficient to accommodate the development of negative 

A‐10    moment at the continuous pier. The blockout shall be incorporated into the precast  member during fabrication, and not by means of cutting after fabrication of the  members.    1.1.2. Bursting, Splitting and Spalling Forces  An evaluation of the end zone forces in the prestressed inverted T‐section was completed by Eriksson  (2008) which resulted in suggested modifications to AASHTO (2010) Article 5.10.10.1.  For years, the  AASHTO specification included requirements for reinforcement to control “bursting” at  the ends of prestressed beams due to the effects of the transfer of prestress from the reinforcement  into the concrete. The original specifications were developed to control “spalling” stresses in I‐girders,  and were mislabeled in the code as “bursting” stresses. The guidelines required the placement of large  amounts of vertical reinforcement within a distance of h/4 from the end of the member, where h is the  depth of the member. The shallow section depths of inverted‐T precast beams result in limited area for  the placement of vertical reinforcement, which leads to significant congestion.  Experimental and numerical studies were completed to investigate the effects of spalling and bursting  on the inverted‐T sections used in PCSSS. The experimental tests on 12 in. deep inverted T‐sections used  indicated that the concrete had sufficient strength to resist tensile stresses induced in the transfer zone  at release regardless of the reinforcement provided, suggesting that vertical reinforcement was not  required in the end zones of those specimens.  Furthermore, numerical studies conducted as part of the investigation supported that certain inverted‐T  members did not require spalling or bursting reinforcement, specifically those with member depths less  than 22 in. and which satisfied the expectation that the concrete tensile strength was larger than the  stress developed due to the transfer of prestress. Through the numerical studies, vertical reinforcement  was found to be required to control the spalling stresses in deeper sections. The requirement for the  vertical reinforcement to be provided within h/4 from the end of the member (where h is the depth of  the member) was determined to be the most critical region for the reinforcement to be located.  In the current AASHTO (2010) provisions, the term “bursting” has been replaced with “splitting,”  although the correct terminology that should be used is “spalling.” Bursting and splitting stresses occur  along the transfer length of the strand, whereas spalling stresses tend to occur at the end of the  member. Although not specifically addressed in AASHTO, the confinement requirements of AASHTO  (2010) 5.10.10.2 should help control the bursting and splitting stresses that develop in the transfer  length region.   

A‐11    AASHTO (2010) Article 5.10.10 Pretensioned Anchorage Zones  5.10.10.1 Splitting Spalling Resistance    For all sections other than rectangular slabs and shallow inverted‐T sections  with heights less than 22 in, the splitting spalling resistance of pretensioned anchorage  zones provided by reinforcement in the ends of pretensioned beams shall be taken as:  ௥ܲ ൌ ௦݂ ܣ௦                              (5.10.10.1‐1)    where:  fs = stress in steel not to exceed 20 ksi  As = total area of reinforcement located within the distance h/4 from the end of the  beam (in.2)  h = overall dimension of precast member in the direction in which splitting spalling  resistance is being evaluated (in.)  The resistance shall not be less than four percent of the total prestressing force  at transfer.  For pretensioned I‐girders or bulb tees, …  .  .  .  … from the end of each web.  In pretensioned anchorage zones of rectangular slabs and shallow inverted‐T  sections with heights less than 22 in., vertical reinforcement in the end zones is not  required if:  ߪ௦  ൏ ௥݂                          (5.10.10.1‐2)  where:  ߪ௦ ൌ ௉஺ ቀ0.1206 ௘మ ௛ ௗ್ െ 0.0256ቁ  ൒ 0      ௥݂ ൌ 0.23 ඥ ௖݂௜Ԣ     σs = maximum spalling stress on the end face (ksi)  fr = direct tensile strength as defined by Article C5.4.2.7 (ksi) 

A‐12    P = prestressing force at transfer (kip)  A = gross cross‐sectional area of concrete (in.2)  e = strand eccentricity (in.)  h = overall depth of precast member (in.)  db = prestressing strand diameter (in.)  fci’ = concrete compressive strength at transfer (ksi)      Where end zone vertical reinforcement is required, it shall be located within the  horizontal distance h/4 from the end of the beam, and shall be determined as:  ܣ௦ ൌ   ௉ ൬଴.଴ଶ  ೐మ೓ ೏್ି ଴.଴ଵ൰ ௙ೞ                         (5.10.10.1‐3)  where:  As = total area of reinforcement located within the distance h/4 from the end of the  beam (in.2)  The resistance shall not be less than four percent of the total prestressing force  at transfer.  In all cases, tThe reinforcement shall be as close to the end of the beam as practicable.    Reinforcement used to satisfy this requirement can also be used to satisfy other design  requirements.    C5.10.10.1    The primary purpose of the choice of the 20‐ksi steel stress limit for this  provision is crack control.         Spalling Splitting resistance is of prime importance in relatively thin portions of  pretensioned members that are tall or wide, such as the webs of I‐girders and the webs  and flanges of box and tub girders. Prestressing steel that is well distributed in such  portions will reduce the splitting forces, while steel that is banded or concentrated at  both ends of a member will require increased splitting resistance.    For pretensioned slab members with well‐distributed prestressing steel across the width of  the member, tensile zones can form in the vertical direction of the member due to strand eccentricity. 

A‐13    Numerical studies (French et al. 2011) indicate that in shallow precast inverted‐T sections (no greater  than 22 in. deep), the concrete tensile strength is able to resist the spalling stresses due to the small  eccentricities. For deeper sections, with larger strand eccentricities, the numerical studies indicate  that reinforcement is required to resist the larger spalling stresses. the width of the member is greater  than the depth. A tensile zone is then formed in the horizontal direction perpendicular to the  centerline member.       For tub and box girders, prestressing strands are located in both the bottom  flange and webs. Tensile zones are then formed in both the vertical and horizontal  directions in the webs and flanges. Reinforcement is required in both directions to resist  the spalling and splitting forces, respectively. Prestressing steel that is well distributed in  such portions will reduce the splitting forces, while steel that is banded or concentrated  at both ends of a member will require increased splitting resistance.  Experience has shown that the provisions of this article generally control  cracking in the end regions of pretensioned members satisfactorily; however, more  reinforcement than required by this Article may be necessary under certain conditions.  Figures C5.10.10.1‐1 and C5.10.10.1‐2 show examples of spalling and splitting  reinforcement for tub girders and voided slabs.    Changes should be made to the labeling in Figures C5.10.10.1‐1 and C5.10.10.1‐2 to  denote reinforcement which is providing spalling resistance and reinforcement which is  providing splitting resistance. Note that the tensile stresses due to bursting/splitting  occur along the transfer length region and thus the location of the reinforcement to  handle these stresses may need to be distributed differently from that used to resist  spalling stresses.        1.1.3. Restraint Moment  Specifications suggested for modification to address restraint moment issues for continuous PCSSS  bridges include AASHTO (2010) Article 5.14.1.4.2, 5.14.1.4.4  Restraint moments can be generated in continuous composite systems due to differential time‐ dependent effects (i.e., creep and shrinkage) between the precast and CIP topping and thermal gradient  effects through the cross section due to solar radiation. The effects of both positive and negative  restraint moments must be considered for the PCSSS. When CIP is cast on a precast element that is  relatively old (i.e., may have been stored in a precasting yard for several months before being placed),  much of the creep and shrinkage of the precast element will have occurred prior to casting the CIP  topping. In this case, negative restraint moments would be expected to result due to the shrinkage of  the CIP placed on the seasoned precast element. Negative restraint moments will cause cracking at the  top of the section at the pier, and can therefore be controlled through longitudinal reinforcement near  the top of the member which is generally supplied by the deck, and possibly supplemental,  reinforcement. When the CIP is cast on a young element, the shrinkage of the CIP and precast may be 

A‐14    expected to be relatively similar; however, the precast section will undergo shortening due to creep  effects that generally result in positive restraint moments. Cracking due to positive restraint moment  will occur near the bottom of the section at the pier. The reinforcement provided to resist positive  restraint moment in the PCSSS must be provided in the trough area between precast panels, which  limits the available area and disbursement (i.e., the reinforcement must be grouped in the troughs and  not be spread out over the width of the system) of reinforcement to resist positive restraint moments.  Significant research was completed by Smith et al. (2008) and Eriksson (2008) on the restraint moment  effects for continuous precast composite slab span systems. Smith et al. (2008) monitored the restraint  moment in the Concept 1 laboratory bridge for a period of 250 days after continuity was made by  determining the reactions measured with load cells at the outside piers of the specimen. In addition,  Smith monitored one of the initial implementations of the PCSSS in Minnesota, the Center City Bridge,  which was instrumented by Mn/DOT to investigate load distribution and the potential development of  reflective cracking. Gages located at the pier indicated that cracking initiated due to the effects of  positive restraint moment. The crack was observed to occur as the bridge underwent its first large  thermal gradient effects due to solar radiation in the spring. As a consequence, it was suspected that the  behavior was driven by thermal gradients in the bridge superstructure where the solar radiation heated  the top of the bridge. This caused the individual spans of the bridge to camber which generated positive  restraint moments. Eriksson (2008, pp. 56) stated, “Because [the] time‐dependent effects on [the day  the crack was observed] should not have varied significantly from the previous day, researchers  speculated thermal effects may have played a role in the crack development. Based on this conjecture,  both time‐dependent and thermal gradient effects on restraint moment were investigated analytically.”  Eriksson (2008) completed a parametric study to investigate the effects of differential shrinkage, creep,  and thermal gradient effects on the development of restraint moments.   In an effort to predict the restraint moment in a section based on the time‐dependent properties of the  system, Eriksson completed a numerical parametric study using Pbeam, which is a fiber‐based finite  element code developed by Suttikan at the University of Texas in 1978 (Suttikan, 1978). The program  allows for inputs including material strength, age, creep, shrinkage, steel relaxation, dead loads and  support conditions. The program provides output in the form of stresses, strains, reactions and  deformations at user specified time intervals (Suttikan 1978). Furthermore, Eriksson utilized a modified  version of Pbeam created by Le (1998), called TPbeam, which incorporates thermal gradient in the  analysis. After finding that, when using functions based on measured quantities for the input values (i.e.,  creep, shrinkage, concrete strength gain with age, etc.), Pbeam predicted restraint moments that  corresponded reasonably well with the measured results from the Concept 1 laboratory specimen,  Eriksson utilized both Pbeam and TPbeam to conduct a parametric study to determine reasonable  bounds for expected restraint moments in PCSSS bridges. In general, the purpose of the parametric  study was to predict the maximum positive and negative restraint moments that would be expected in  PCSSS bridges. Precast strengths of 6 ksi and 12.9 ksi were used with assumed continuity dates of 7, 28,  60, and 90 days to develop an expected envelope of the positive and negative restraint moments.  Because of the difficulty in providing reinforcement for positive restraint moment due to the geometry  of the PCSSS, the necessity to design for such moments was of interest. Eriksson found that, “positive  restraint moment cracking due to time‐dependent effects is not expected [for PCSSS] for spans between 

A‐15    20 and 50 ft.” This conclusion was based on a finite element study that considered only time‐dependent  effects. It should be noted in design that AASHTO (2010) 5.14.1.4.5 requires that the stress at the  bottom of the diaphragm be compressive in order to take advantage of full continuity, considering all  load effects. The check is made assuming that the concrete section cannot carry any tension (i.e.,  section may already be cracked at the pier due to positive moment).   Eriksson found that positive restraint moment generally induced at the pier was due to creep of the  precast member, therefore increasing the age of the precast member at continuity will reduce the  positive restraint moment due to time‐dependent effects in the section. The thermal gradient due to  solar radiation has the same effect as placing CIP on a young precast section. Eriksson (2008) found that  the positive restraint moments caused by thermal effects induced restraint moments that were two to  seven times larger than the positive restraint moments caused by time‐dependent effects. As a  consequence, positive restraint moment cracking due to thermal gradient effects was expected to occur  in nearly all of the designs studied.  Based on the findings by Eriksson (2008), it is important to consider the effects of thermal gradient in  the positive restraint moment design for continuous PCSSS bridges. Because the use of Pbeam or  TPbeam by bridge designers would be impractical, an analytical method is described below which should  be applied to calculate the restraint moment caused by a temperature gradient as defined by AASHTO  LRFD (2010) Article 3.12.3. The total restraint moment at a given pier should be calculated as the sum of  restraint moments generated by a thermal gradient and time‐dependent effects.  AASHTO (2010) Article 3.12.3 provides general guidelines for design of thermal gradients based on  regional zones, but indicates temperature gradient should be evaluated on a project specific basis.  Judgment is reserved for experienced designers indicating thermal gradient can be neglected if previous  structures have not experienced distress. These basic guidelines provide little guidance regarding when  thermal gradients are important. Based on the fiber‐based finite element model results from Pbeam and  TPbeam and the suspected positive moment crack in the Center City Bridge, thermal effects have a  significant effect on the development of positive restraint moments and should be considered in the  restraint moment design.   Restraint moment design for time‐dependent properties is complicated by the need to investigate the  interaction of the variation in time‐dependent effects over time. The PCA and P‐method both provide  options for how to design for restraint moments due to time‐dependent effects. However, design for  restraint moments caused by thermal effects does not include the time variation and should be summed  with restraint moments due to time‐dependent effects.  Barker and Puckett (2007) provide a hand calculation for determining the restraint moment due to the  thermal effects. Assuming the beam is a simple span between supports, apply the design thermal  gradient to the section and calculate the resulting curvature in the beam. The curvature from a  temperature gradient can be expressed as  ߮ ൌ ఈூ ׬ ܶሺݕሻ · ݕ · ݀ܣ                                (1.1.1) 

A‐16    where α is the coefficient of thermal expansion, T(y) is the temperature gradient (°F) through the depth  y of the member (in.), and I is the moment of inertia of the entire cross section (in.4) (Barker and  Puckett, 2007)  This equation is also found in AASHTO (2010) Article C4.6.6.  The end rotation ( θ ) can be found by integrating the curvature over half the length of the span. Then,  the restraint moment, or the moment restraining the rotation, can be found using the three‐moment  equation. The equation assumes pinned end supports and is expressed as   ܯ ൌ 3 · ߠ · ா·ூ௅                        (1.1.2)  where  θ  is the rotation, E is the elastic modulus (for the composite system), and L is the span length.   The moment, M, is the restraint moment at the pier of a continuous system to resist the rotations  induced by the thermal gradient. If the span lengths on each side of the pier are not equal, then the  different spans will induce different moments at the pier (i.e., the rotation would be different, leading to  different moments). To use this analysis method, continuity of slope at the pier is necessary. The  restraint moments induced by thermal gradients in each span can be calculated using Equation (1.1.2)  and the design should be for the largest restraint moment. The effects of thermal gradients and time‐ dependent effects can be calculated independently and then combined with the appropriate load  factors.   Using the above methodology for prediction of the thermally induced restraint moments in the 20 ft.  and 50 ft. span beams in the parametric study conducted by Eriksson (2008) provided conservative  results as compared to the TPbeam results. The hand calculations overpredicted the calculated positive  restraint moment by a range of 20 to 40 percent. The calculations agreed with TPbeam results that the  highest ratio of positive restraint moment induced by a thermal gradient to the cracking moment (i.e.,  2.9) was for the 20 ft. span with 12.9 ksi concrete. The shorter span with greater strength had the  greatest stiffness and the least flexibility of the sections studied. Consequently, the 50 ft. span with 6 ksi  concrete, the most flexible section studied had the lowest ratio of positive restraint moment induced by  thermal gradient to cracking moment (i.e., 0.95).   If the above design method provides undesirable results, there are a few other options to decrease the  positive restraint moment effects. By decreasing time‐dependent effects, the combination of thermal  effects and time dependent effects would be reduced. Increasing the specified concrete compressive  strength of the precast member would increase the stiffness and decrease the creep in the member,  which would decrease the positive restraint moments. Providing 90‐day girder age at continuity would  decrease the time‐dependent effects of the positive restraint moment and eliminate the need for  calculation of positive restraint moment due to time‐dependent effects based on AASHTO (2010) Article  5.14.1.4.4.   For all cases of PCSSS design, the effectiveness of the continuity connection at the pier must be checked  according to AASHTO 5.14.1.4.5.  This continuity check requires that the sum of all post‐continuity dead  loads, restraint moments, half live load, and half thermal gradient, result in net compression at the  bottom of the diaphragm.  It is recommended that the live load stress used in this check be the stress at  the pier associated with the maximum positive moment on the live load envelope.  If the continuity  check is not satisfied, the system is not fully effective and partial continuity must be considered. 

A‐17    If the above methods do not provide a reasonable design, then the benefits from continuity should be  neglected in design and the system should be designed as a series of simple spans. The design of the  PCSSS as a simple span while still providing reinforcing steel in the trough region over the pier would not  be conservative. The positive moment reinforcement over the pier would generate restraint effects that  must be considered in design.  AASHTO (2010) Article 5.14.1.4.2 provides guidance in the design of restraint moments for bridges  composed of simple span precast girders made continuous. In addition to changes in association with  the code and commentary of 5.14.1.4.2, a change is proposed to the commentary of 5.14.1.4.1    AASHTO (2010) C5.14.1.4.1 General  .  .  .  Positive moment connections improve the structural integrity of a bridge,  increasing its ability to resist extreme event and unanticipated loadings. These  connections also control cracking that may occur in the continuity diaphragm.  Therefore, it is recommended that positive moment connections be provided in all  bridges detailed as continuous for live load. If such reinforcement is provided, the effect  of positive restraint moments that may be generated should not be neglected.      AASHTO (2010) Article 5.14.1.4.2 Restraint Moments    The bridge shall be designed for restraint moments that may develop because  of time‐dependent, thermal gradient, or other deformations, except as allowed in  Article 5.14.1.4.4.    Restraint moments shall not be included in any combination when the effect of  the restraint moment is to reduce the total moment.     For precast composite slab span construction made continuous, reinforcement  provided for positive restraint moment must be included in the longitudinal trough  region across the pier.    AASHTO (2010) Article 5.14.1.4.4 Age of Girder When Continuity Is Established    The minimum age of the precast girder when continuity is established should be  specified in the contract documents. This age shall be used for calculating restraint  moments due to creep and shrinkage. If no age is specified, a reasonable, but  conservative estimate of the time continuity is established shall be used for all  calculations of restraint moments. 

A‐18      The following simplification may be applied if acceptable to the Owner and if  the contract documents require a minimum girder age of at least 90 days when  continuity is established:    • Positive restraint moments caused by girder creep and shrinkage and deck slab  shrinkage may be taken to be zero.    • Computation of time‐dependent restraint moments shall not be required.    • Positive restraint moments caused by thermal gradients must be taken into  consideration for PCSSS bridges made continuous.    • A positive moment connection shall be provided with a factored resistance,  φMn, not less than 1.2 Mcr, as specified in Article 5.14.1.4.9. For all systems with  the exception of PCSSS, the factored resistance, φMn, shall not be not less than  1.2 Mcr,.        For other ages at continuity, the age‐related design parameters should be  determined from the literature, approved by the Owner, and documented in the  contract documents.    C5.14.1.4.4  .  .  .  Even if the girders are 90 days old or older when continuity is established, some  positive moment may develop at the connection and some cracking may occur.  Research (Miller, et al. 2004) has shown that if the connection is designed with a  capacity of 1.2 Mcr, the connection can tolerate this cracking without appreciable loss of  continuity.  For PCSSS bridges, research has shown (French, et al. 2011) that positive  restraint moments caused by thermal gradients are more significant than those due to  time‐dependent effects, and should not be ignored. Because the continuity in PCSSS  bridges is achieved by continuous reinforcement over the piers in the trough region, it is  not practical to fit sufficient reinforcement in that region to achieve 1.2 Mcr.     This provision provides a simplified approach to design of precast girder bridges  made continuous that eliminates the need to evaluate restraint moments due to time‐ dependent effects. Some states allow design methods where restraint moments are…  .  .  . 

A‐19          1.1.4. Live Load Distribution Factors and Skew Effects  The applicability of the current live load distribution factors, specifically those designated for cast‐in‐ place slab span bridges, to the PCSSS was investigated during the NCHRP 10‐71 study. Numerical  modeling was combined with observations from a live load truck test on the Center City Bridge along  with load distribution tests on the laboratory bridge specimens.  Numerical models were run to investigate the effect of potential discontinuities generated in PCSSS  bridges due to the development of precast‐CIP interface separation or reflective cracks on live load  distribution relative to the live load distribution obtained for monolithic slab‐span systems for single  tandem and double tandem loading cases. In the case of the double tandem loading, the load scenario  was an extreme case, where a double wheel patch load was placed over the joint (i.e., tandems were  assumed to be spaced much closer together than physically constitutes two 12ft. lanes of loading.   The PCSSS cases investigated included CIP bonded only to the sides and top of the panel webs (i.e., the  CIP was left unbonded from the panel flanges) to simulate the separation of the flanges from the CIP  above the longitudinal joints. In addition, runs were conducted to investigate the effect of the  discontinuity along the longitudinal joint between the precast flanges, with the CIP assumed to be  bonded to the top of the flanges. A model was also run to investigate the effect of a potential reflective  crack that extended to approximately the elastic neutral axis depth of the section in transverse bending  (i.e., 3 in. below the top surface of the CIP in an 18 in. deep PCSSS).   Although the curvatures obtained for the PCSSS models were larger than those obtained for the  corresponding CIP slab‐span models, the design curvatures predicted using AASHTO LRFD (2010)  exceeded those obtained from the finite element models for all cases. The numerical models illustrated  that even in the case of the PCSSS with a reflective crack assumed to extend to within 3 in. of the  extreme compression fiber and tandem load greater than could be physically applied to the lane, the  longitudinal curvatures were only 84 percent of the longitudinal curvatures predicted using the AASHTO  LRFD (2010) load distribution factors for monolithic concrete slab‐span bridges. This suggests that the  live load distribution factors for PCSSS type superstructures could reasonably and conservatively be  designed using the current live load distribution factors for monolithic slab span bridges.  Furthermore, the live load truck tests on the Center City Bridge suggested that the measured  longitudinal curvatures were approximately three times less than those calculated using the monolithic  slab span equations. Additionally, the measured longitudinal curvatures were consistently conservative  when compared to monolithic slab span FEM models.  Because the numerical study and laboratory results consistently suggested that the PCSSS could be  conservatively designed as a solid slab‐span bridge system, as specified in AASHTO (2010) Article  4.6.2.3., it is recommended that the PCSSS be designed according to the slab‐span effective lane width  provisions for determination of the longitudinal design moments. 

A‐20    Numerical modeling was also utilized to investigate the effects of skew on PCSSS bridges through a  simply‐supported bridge model with skewed supports ranging from 0 to 45 degrees. The primary  behavior under investigation was the maximum horizontal shear induced above the precast joint. Three  load cases were considered with patch loads centered along the outside panel: midspan, quarter span  near acute angle, quarter span near obtuse angle. The longitudinal stress measured in the jointed and  monolithic models remained relatively constant through the range of skew angles considered. For lower  angles or no skew, the load at the obtuse quarter span controlled among the tested load cases, while for  larger skew angles, the midspan load case controlled. Differences between the results for the PCSSS and  monolithic CIP case were subtle. At no skew, the horizontal shear stress in the precast joint model was  slightly higher than that of the monolithic section, likely due to the reduction in sectional area to carry  the shear; while at higher skews, the monolithic model horizontal shear stress was higher than that of  the PCSSS, possibly due to better load transfer across the longitudinal joint of the monolithic system.   The small variation and consistency between the models considering a 3 in. joint between the flanges in  the PCSSS and a monolithic structure suggest that the effect of the precast joint in PCSSS construction  was not expected to significantly affect the performance of the system in skewed applications. The  design of skewed PCSSS bridges may be completed assuming a monolithic slab‐span system in  accordance with AASHTO LRFD (2010), where the longitudinal force effects for slab‐span bridges can be  reduced by a factor of r given a skew angle θ by Eq. 4.6.2.3‐3. This relationship has been shown to  perform well for monolithic slab‐span systems.   Because the precast joint detail of the PCSSS does not significantly change the load transfer across the  width of the bridge, it is recommended that the AASHTO LRFD (2010) skew design for slab‐span systems  be applied to PCSSS.    AASHTO (2010) Article 4.6.2.3 Equivalent Strip Widths for Slab Type Bridges    This Article shall be applied to the types of cross sections shown schematically in Table  1. For the purpose of this Article, cast‐in‐place voided slab and precast composite slab‐span  system (PCSSS) bridges may be considered as slab bridges.    The equivalent width of longitudinal strips per lane for both shear and moment with one  lane, i.e., two lines of wheels, loaded may be determined as:  ܧ ൌ 10.0 ൅ 5.0ඥܮଵ ଵܹ                                    (4.6.2.3‐1)    The equivalent width of longitudinal strips per lane for both shear and moment with  more than one lane loaded may be determined as:  ܧ ൌ 84.0 0 ൅ 1.44ඥܮଵ ଵܹ  ൑ ଵଶ.଴ௐேಽ                      (4.6.2.3‐2)  where:  E = equivalent width (in.)  L1 = modified span length taken equal to the lesser of the actual span length or 60.0 (ft.) 

A‐21    W1 = modified edge‐to‐edge width of bridge taken to be equal to the lesser of the actual width  or 60.0 for multilane loading, or 30.0 for single‐lane loading (ft.)  W = physical edge‐to‐edge width of bridge (ft.)  NL = number of design lanes as specified in Article 3.6.1.1.1    For skewed bridges, the longitudinal force effects may be reduced by the factor r:  ݎ ൌ 1.05 െ 0.25tanθ  ൑ 1.00                       (4.6.2.3‐3)  where:  θ = skew angle (degrees)    1.1.5. Transverse Load Distribution  To address transverse load distribution requirements for PCSSS bridges, suggested specification  modifications include AASHTO (2010) Article 5.14.4.3.3e.  To emulate the satisfactory performance of CIP slab‐span systems, precast composite slab‐span systems  require load transfer between adjacent precast panels. The nature of the design of the precast system,  specifically the presence of the discontinuity produced at the flange interfaces, creates a longitudinal  joint between panels and requires that adequate transverse load transfer be provided across the joint.  The effectiveness of the transverse reinforcement is improved if the flange thickness of the precast  sections is minimized. This enables the transverse reinforcement to be placed lower within the cross  section increasing its effective depth.  In the case of transverse load distribution, as well as crack control, it is prudent to define the  reinforcement ratio based on the amount of concrete near the transverse load distribution  reinforcement. In the NCHRP 10‐71 study, the depth of concrete considered in the definition of the  transverse load distribution reinforcement ratio included the CIP concrete between the top of the  precast flanges and the top of the deck. In the case of the 12 in. deep precast section, the depth  considered was 15 in. (i.e., 12 in. deep precast section + 6 in. thick deck ‐ 3 in. flange thickness). The  total area of reinforcement used in the reinforcement ratio determination should include only the  transverse reinforcement terminating in 900 hooks that extend through the precast webs and lap with  companion hooked bars protruding from the adjacent precast webs. This lapped reinforcement provides  continuity across the longitudinal joints. A single bar should be used in the transverse load distribution  reinforcement calculation because the lapped bars must transfer load to each other between the  adjacent panels. The reinforcement and depth of concrete considered in the calculation of the  reinforcement ratio for load transfer per unit length is highlighted in yellow in Figure 1.1.2. 

A‐22        Figure 1.1.2: reinforcement and depth of concrete considered in calculation of the reinforcement ratio  for transverse load transfer (highlighted in yellow)  The AASHTO 2010 LRFD Bridge Design Specifications provide guidance in the design of reinforcement for  the transverse load distribution in CIP concrete bridge superstructures. Article 5.14.4.1 states that the  transverse reinforcement be selected based on the longitudinal flexural reinforcement and the span  length. Specifically, the transverse mild reinforcement is computed as a percentage of the total  longitudinal flexural reinforcement considering both mild and prestressed longitudinal reinforcement. In  the case of prestressed construction, the ratio of the strand stress to the mild reinforcement strength  (taken to be 60 ksi in the specification) is taken into account. The calculation for the transverse load  reinforcement for mild and prestressed reinforcement is given in AASHTO (2010) equations 5.14.4.1‐1  and 5.14.4.1‐2, respectively shown below.   • For longitudinal reinforced concrete construction:  ݇௠௜௟ௗ ൌ ଵ଴଴√௅ ൑ 50%                           (LRFD 5.14.4.1‐1)  • For longitudinal prestressed construction   ݇௣௦ ൌ   ଵ଴଴√௅ כ ௙೛೐ ଺଴ ൑ 50%                          (LRFD 5.14.4.1‐2)  where:  kmild = percent of longitudinal mild flexural reinforcement  CIP  PRECAST  Embedded  reinforcement  Spacing 

A‐23    kps = percent of longitudinal prestressed flexural reinforcement  L = span length [ft]  fpe = effective stress in prestressing strand [ksi]    The application of equation 5.14.4.1‐2 to spans in the range of 20 ft. to 31 ft. resulted in required  transverse reinforcement proportions of 65 percent and 52 percent, respectively, when the effective  strand stress was taken to be 175 ksi. In both cases, the proportion of transverse reinforcement would  be capped at 50 percent.  The amount of longitudinal reinforcement to be considered in proportioning the transverse  reinforcement shall include only the primary prestressing strand unless longitudinal mild reinforcement  is included as the primary tensile reinforcement; longitudinal mild reinforcement located in the precast  flanges may be neglected when present.  A primary disparity in the application of AASHTO (2010) Article 5.14.4.1 to the PCSSS is the difference in  depth of the longitudinal and transverse reinforcement. In CIP slab systems, the transverse  reinforcement is generally located immediately above the single longitudinal reinforcement layer. In  contrast, the PCSSS is constructed such that the centroid of the longitudinal reinforcement may be  significantly different than that of the transverse reinforcement. The longitudinal strands are usually  located as low as possible within the section depth to maximize strand eccentricity and effectiveness in  providing positive moment resistance, whereas the depth of the transverse reinforcement is  constrained by requiring sufficient clearance below the bar and the top surface of the flange which  limits its effective depth.   The difference between the effective depths of the longitudinal and transverse reinforcement layers is  dependent on the number of layers of prestressing strand used in the design and the thickness of the  flange. For this reason, it is suggested that the reduction in the effectiveness of the transverse  reinforcement be taken into consideration through increasing the required transverse reinforcement by  the ratio of the longitudinal to transverse reinforcement effective depths. Because only the prestressing  reinforcement is likely to have a larger effective depth compared to that of the transverse  reinforcement, an adjustment to increase the required transverse reinforcement for this effect need  only be considered for the tendons; the larger effective depth of the transverse reinforcement relative  to the centroid of the longitudinal mild reinforcement is conservatively ignored. In the case of a typical  12 in. deep section, the ratio of the effective depth of longitudinal to transverse reinforcement is 1.13  [i.e., (depth of center of gravity of strand)/(effective depth of transverse reinforcement)= 15.2 / 13.5 =  1.126 ≈ 1.13]. The required transverse load distribution reinforcement can be calculated by combining  the separate proportions determined relative to the prestressed longitudinal reinforcement and mild  longitudinal reinforcement, respectively. The relationship between the longitudinal flexural  reinforcement and transverse load distribution reinforcement for the PCSSS can be defined based on the  AASHTO (2010) requirement, as shown in equation 1.1.3.     ܣ௧௟ௗ ൌ ݇௠௜௟ௗ ܣ௟ି௠௜௟ௗ ൅ ߙ ݇௣௦ ܣ௟ି௣௦                  (1.1.3) 

A‐24      where:  Atld = area required for transverse load distribution reinforcement [in 2]  Al‐mild = area of longitudinal mild flexural reinforcement [in2]  Al‐ps = area of longitudinal prestressed flexural reinforcement [in2]  α = dcgs / dtrans ≥ 1.0  dcgs = depth of center of gravity of prestressed reinforcement [in.]  dtrans = depth of center of gravity of transverse reinforcement [in.]    For transverse bar spacing between 12 in. and 18 in., the required bar sizes to satisfy the demands  outlined in the previous paragraph would be No. 5 or No. 6 bars for a 12 in. deep precast section with  spans between 20 ft. and 31 ft., which are reasonably acceptable bar sizes for bridge construction.  The transverse bars must be designed to be continuous throughout the width of the bridge. The  continuity of the reinforcement through the width of the precast member can be achieved either  through the use of embedded hooked reinforcement extending through the width of the precast  member and protruding across the longitudinal joints, or by separate embedded reinforcement and  hooked bars mechanically anchored to the precast member. The transverse bars should terminate with  a standard hook, as specified in AASHTO (2010) Article 5.10.2.1 (hook extension of 12 times diameter of  the bar), and the hook should extend vertically upward. The transverse reinforcement should extend  through the trough area such that the reinforcement terminates as near to the vertical web face of the  adjacent precast member as possible, and should never terminate farther than 2.0 in. clear from the  vertical precast web of an adjacent panel. For a No. 6 standard hook developed in tension in 4 ksi  concrete, the development length is 11.9 in., suggesting that the 22 in. (24 in. width joint – 2.0 in.  maximum clear distance) is sufficient to fully develop the reinforcement.  The adjacent transverse load distribution reinforcement was considered to be most accurately  represented in the current specification by a contact lap splice. Therefore, the maximum stagger  between adjacent transversely load distribution reinforcement should be limited by AASHTO (2010)  Article 5.11.5.2, which limits the transverse spacing to one fifth of the lap splice length or 6 in.,  whichever is less.  Both the Concept 1 and Concept 2 laboratory bridges displayed good load distribution characteristics  before and after the introduction of a reflective crack near the precast joint. The 18 in. maximum  spacing and reinforcement ratio of 0.0007 (No. 4 bars at 18 in. spacing = .2in2/ft * 12in/18in / (15in *  12in)) of the transverse bars in the Concept 2 specimen provided a more economical design compared  to the Concept 1 specimen, with a maximum spacing of 12 in. and reinforcement ratio of 0.0024 (No. 6  bars at 12 in. spacing = .44in2/ft  / (15in * 12in)). The 18 in. transverse hook spacing may be preferred by  fabricators because it requires fewer perforations of their formwork to allow for the embedded  transverse bars. 

A‐25    Article 5.14.4.3.3 of the 2010 Interim LRFD Design Specification specifically addresses shear‐flexure  transfer joints in precast deck bridges;  for CIP closure joints, part ‘e’ of this Article applies.   AASHTO (2010) Article 5.14.4.3.3e Load Transfer in Cast‐in‐Place Closure Joint    Concrete in the closure joint should have strength comparable to that of the  precast components; however, this need not be the case in precast‐composite slab‐span  systems. The width of the longitudinal closure joint shall be large enough to  accommodate development of the reinforcement in the joint, but in no case shall the  width of the joint be less than 12.0 in.     The following additional requirements apply to precast‐composite slab‐span systems:   The transverse reinforcement for load transfer shall be adequately embedded or  mechanically anchored and continuously extend through the supporting precast component.    The amount of bottom transverse load distribution reinforcement per unit  length of span shall be determined as in Article 5.14.4.1 by combining the percentages  calculated based on longitudinal reinforcing steel and longitudinal prestressing steel  divided by the precast inverted‐T member width. The percentage based on the  longitudinal prestressing steel shall be adjusted by the factor α. The longitudinal mild  steel reinforcement in the precast flanges need not be included in the percentage  calculation based on longitudinal mild reinforcement.  where:  ߙ ൌ ݀௖௚௦ / ݀௧௥௔௡௦  ൒  1.0  dcgs = depth of center of gravity of prestressed reinforcement (in.)  dtrans = depth of transverse reinforcement (in.)      The transverse reinforcement shall be provided such that all load developed in  the closure pour can be fully transferred to either, or both, of the adjacent precast  sections; therefore the calculated required transverse reinforcement must be provided  in each precast section. The transverse load distribution reinforcement shall be installed  such that lapping bars from adjacent precast panels in a common closure joint be  laterally spaced with a minimum nominal clear spacing of the greater of (1 in., db, 4/3 *  aggregate size) between the lapped bars. A tolerance in the lateral placement of the  transverse hooks of 1/4 in. is acceptable.  The transverse load distribution reinforcement shall be considered to be a lap  splice, and thereby conform to Article 5.11.5.2.     The transverse load distribution reinforcement shall be evenly distributed  throughout the span, with the reinforcement protruding from a given precast unit  spaced at no more than 18.0 in. 

A‐26    C5.14.4.3.3e    Research on precast‐composite slab‐span systems has shown adequate performance  where typical concrete deck mixes are cast on the precast inverted‐T sections. The CIP concrete  provides the closure pour material in the trough region above the adjacent precast flanges and  is contiguously cast the thickness of a typical deck across the bridge to encase the deck  reinforcement.    1.1.6. Reflective Crack Control  Suggested specifications to be modified to address reflective crack control include AASHTO (2010)  Article 5.7.3.4, 5.14.4.3.3f, 5.14.4.3.3g.  Reflective cracking originating at the longitudinal joint between adjacent precast flanges can be  controlled through the addition of a drop‐in reinforcing cage in combination with the transverse load  distribution reinforcement. It is to be noted that the drop‐in cage is only effective in controlling cracks  that develop in the vicinity over the longitudinal joint. Cracks that might form at the interface between  the CIP and precast web interface would only be restrained by the reinforcement provided for  transverse load distribution (i.e., hooked bars protruding from the precast webs). In the vicinity of the  longitudinal joint, the reinforcement ratio and spacing required for crack control is based on the sum of  the two types of reinforcement (i.e., drop‐in reinforcing cage and transverse hooked bars protruding  from the precast webs). The reinforcement ratio provided for crack control considers the lower leg of  the cage hoops as well as both of the adjacent lapped transverse bars provided for load transfer. The  reinforcement and depth of concrete considered in the calculation of the reinforcement ratio for crack  control is highlighted in Figure 1.1.3.   The reinforcement spacing provided for crack control is defined as the maximum spacing between the  reinforcement crossing the joint, regardless of whether it is part of the drop‐in cage or the transverse  hooked bars. Therefore, offsetting of the reinforcement cage from the transverse bars wherever  possible will reduce the reinforcement spacing provided for crack control; reduction in the spacing of  the transverse reinforcement provided an observed benefit in the crack control capabilities of the  subassemblage specimens in the NCHRP 10‐71 study.       

A‐27      Figure 1.1.3: Reinforcement and depth of concrete considered in the calculation of the reinforcement  ratio for crack control (highlighted in yellow)  Three useful resources that provide insight into the design of reinforcement for crack control include AASHTO  (2010), ACI 318‐08, and Frosch et al. (2006) The AASHTO (2010) and ACI 318‐08 specifications provide spacing  requirements for flexural reinforcement and shrinkage and temperature reinforcement. Frosch, et al. provides  guidelines for the spacing and reinforcement ratio required for crack control in bridge decks. The design  requirements for each are summarized in  Table 1.1.1. Both AASHTO (2010) and ACI 318‐08 provide maximum spacing of 18 in. and a minimum ratio of  the area of flexural and shrinkage and temperature reinforcement to the area of the gross section of 0.0018.     CIP  PRECAST  Unit Length 

A‐28    Table 1.1.11: Spacing and reinforcement ratio limits for flexural and crack control reinforcement  Reinforcement  Type  Reinforcement Design Limits  Source  Article  in Spec.  Crack control  and shrinkage  and temperature  ݏ ൏ 700ߛ௘ߚ௦ כ ௦݂௦ െ 2 כ ݀௖, ݓ݄݁ݎ݁ ߚ௦ ൌ 1 ൅ ݀௖ 0.7 כ ሺ݄ െ ݀௖ሻ  AASHTO  (2010)  5.7.3.4  ݏ ൑ min ሺ1.5݄, 18 ݅݊. ሻ  5.10.3.2 Shrinkage and  temperature  ܣ௦஺஺ௌு்ை ൒   1.30 ܾ݄ 2ሺܾ ൅ ݄ሻ ௬݂ ; 0.11 ൑ ܣ௦஺஺ௌு்ை ൑ 0.60  5.10.8  Crack control and  shrinkage and  temperature  ݏ ൏ 15 כ 40000 ௦݂ െ 2.5 כ ܿ௖  ACI 318‐08  10.6.4  Shrinkage and  temperature  ܣ௦஺஼ூ ൌ   0.0018ܾ݄ ሺݓ݄݁݊ ݑݏ݅݊݃ ܩݎ. 60 ܾܽݎݏሻ  7.12.2.1 ݏ ൑ min ሺ5݄, 18 ݅݊. ሻ  7.12.2.2 Crack control  ݏ ൏ 9 כ ቀ2.5 െ ܿ௖2 ቁ ൑ 9݅݊  Frosch et al.  (2006)    ߩி௥௢௦௖௛ ൌ 6ඥ ௖݂ ᇱ ௬݂   1Variables in   Table 1.1.1 are defined as follows:  ߛ௘ ൌ 1.0 for Class 1ሺNo corrosion concernsሻ; 0.75 for Class 2 ሺCorrosion concernsሻ  ௦݂௦ ൌ Stress in reinforcement at service ሾksiሿ ݀௖ ൌ Depth of concrete cover measured from tension fiber of concrete to center of             reinforcement, defined by AASHTO ሺ2010ሻSection 5.7.3.4 ሾin. ሿ  ܿ௖ ൌ Depth of concrete cover measured from tension fiber of concrete to face of             reinforcement, defined by ACI 318 െ 08 Section 10.6.4 ሾin. ሿ  ݄ ൌ Total section depth ሾinሿ  ܣ௦஺஺ௌு்ை ൌ Area of reinforcement in each direction and each face ሾin.ଶ ft⁄ . ሿ ܣ௦஺஼ூ ൌ Area of shrinkage and temperature reinforcement ሾin.ଶ ሿ ܾ ൌ  Least width of component section ሾin. ሿ  ௦݂ ൌ Stress in reinforcement at service ሾpsiሿ  ௖݂ᇱ ൌ 28 െ day concrete compressive strength ሾpsiሿ  ௬݂ ൌ Reinforcement yield strength ሾpsiሿ  ߩி௥௢௦௖௛ ൌ Reinforcement ratio defined by Frosch et al. ሺ2006ሻ. Equivalent to:                     area of reinforcement  gross area of section⁄  ሾdimሿ       

A‐29      The spacing requirements outlined in   Table 1.1.1 depend on the depth of cover provided. AASHTO (2010) defines the depth of cover, dc , as the  distance between the extreme tension fiber of concrete to the center of the flexural reinforcement located  closest thereto, while ACI 318‐08 defines the depth of concrete cover, cc , as the distance from the tension  fiber of concrete to the face of the reinforcement. Furthermore, Frosch et al. define the depth of cover  analogously to ACI 318‐08, with the clear distance to the face of the reinforcement. In the case of the  transverse reinforcement used for crack control, the depth of cover can be defined in two reasonable ways,  depending on whether or not the thickness of the precast flange is considered, as illustrated in Figure 1.1.4.  The depth of cover is always measured at the precast joint. The depth of cover for the reference section  illustrated in Figure 1.1.1, defined by AASHTO (2010) and ACI 318‐08 is 4.6 in. (3.25 in. + 1 in. clear + 0.3125  in.) and  4.25 in. (3.25 in. + 1 in. clear) when the flange is included in the calculation, respectively. When the  flange is excluded in the calculation, the depth of cover is 1.6 in. (4.6 in. – 3 in.) and 1.25 in. (4.25 in. – 3 in.) as  defined by AASHTO (2010) and ACI 318‐08, respectively. When the precast flange is included in the calculation,  the spacing requirements are difficult to satisfy, with spacing values ranging from negative values calculated  via the AASHTO (2010) equation to 4.4 in. using the equation provided by ACI 318‐08. Excluding the flange  produces more reasonable spacing values, ranging from 8.3 in. (assuming Class 2 corrosion concerns) to 11.9  in. based on the AASHTO (2010) and ACI 318‐08 equations, respectively. Because the crack control  reinforcement is located in the CIP above the gap between the adjacent precast flanges, it could be reasoned,  that the depth of the flange should not be considered in the calculation of the crack control reinforcement  spacing.    Figure 1.1.41: Variation in magnitude of assumed depth of cover depending on inclusion/exclusion of  precast flange measured to center of reinforcement, as defined by AASHTO (2010)  1The depth of cover is always measured at the joint; the annotations in Figure 1.1.4 are shown offset for  clarity.   

A‐30    Several variations in the spacing and reinforcement ratio provided for crack control were considered in  the NCRHP 10‐71 study. In the Concept 1 large‐scale laboratory bridge specimen, the transverse crack  control reinforcement was designed to reflect that of the original Mn/DOT implementation of the PCSSS  in Center City, MN. One of the two spans had the same flange depth as the Center City Bridge (i.e., 5.25  in.), and the other span had a reduced flange thickness to reduce the discontinuity between the precast  flanges (i.e., 3 in.). The Concept 2 large‐scale simply‐supported bridge specimen and subassemblage  tests were designed to investigate variations in the reinforcement spacing and reinforcement ratios for  crack control. The selected configurations, summarized in Table 1.1.2 for each of the laboratory test  specimens, provided an opportunity to investigate the range of requirements specified among the three  design guidelines outlined above. The smallest reinforcement ratio selected for the study was 0.0025  (among the 12 in. deep sections), which was associated with the maximum spacing and minimum  reinforcement size for the transverse hooks (i.e., No. 4 bars) considered to be feasible from a  constructability standpoint. The cage reinforcement was fabricated with No. 3 closed stirrups which  represented a practical lower bound reinforcement size for the cage.    Table 1.1.2: Crack control reinforcement parameters in the laboratory test specimens  Specimen  Transverse  Bar Spacing  [in.]  Cage Spacing  [in.]  Reinforcement  Ratio1  [%]  Effective Maximum  Bar Spacing2  [in.]  Concept 1, Span 1  12  12  0.0110  12  Concept 1, Span 2  12  12  0.0147  12  Concept 2 Bridge  18  18  0.0031  9  SSMBLG1‐Control1  18  18  0.0031  9  SSMBLG2‐NoCage  18  NA  0.0025  18  SSMBLG3‐HighBars  18  18  0.0031  9  SSMBLG4‐DeepSection  18  18  0.0022  9  SSMBLG5‐No.6Bars  18  18  0.00613 9  SSMBLG6‐Frosch  18  4.5  0.00523 4.5  SSMBLG7‐Control2  18  18  0.0031  9  1This is the reinforcement ratio defined for crack control  2The effective maximum bar spacing is based on the combined transverse bar and cage configuration.  3Note that the reinforcement ratio for the SSMBLG5‐No.6Bars was actually closer to that of the Frosch  et al. (2006) requirements than was the reinforcement ratio for the SSMBLG6‐Frosch specimen.    Both the Concept 1 and Concept 2 laboratory bridge specimens provided sufficient crack control  throughout the duration of all laboratory testing. Both specimens performed relatively similarly, with  comparable increases in the transverse strain over the joint before and after cracking, as well as before  and after cycling. In the continuous Concept 1 bridge, cracking in the exterior half span of the test span 

A‐31    was always greater than on the interior half span towards the center support. The interior half span was  supported on 15 in. of a 42 in. wide concrete pier and the exterior half spans were supported on 12 in.  of a 12 in. wide flange section. Due to the continuous nature of the two‐span Concept 1 bridge, this  phenomenon was expected (i.e., the center pier provided greater restraint to the transverse cracking).   Because both laboratory bridge specimens provided adequate crack control through the duration of  testing, both configurations can reasonably be utilized in future designs. The AASHTO (2010) equation  provides an adequate measure of the required reinforcement spacing for crack control, however an  upper limit is recommended. The good crack control performance of the Concept 1 bridge suggests that  the 12 in. maximum spacing is known to produce good results. Therefore, it is recommended that the  AASHTO (2010) equation be bounded to a maximum spacing of 12 in.   It is suggested that all transverse bars protruding from the precast members terminate in standard  hook, as specified in Section 1.1.5.    AASHTO (2010) Article 5.7.3.4 Control of Cracking by Distribution of Reinforcement    The provisions specified herein shall apply to the reinforcement of all concrete  components, except that of deck slabs designed in accordance with Article 9.7.2, in  which tension in the cross‐section exceeds 80 percent of the modulus of rupture,  specified in Article 5.4.2.6, at applicable service limit state load combination specified in  Table 3.4.1‐1.    The spacing s of mild steel reinforcement in the layer closest to the tension face  shall satisfy the following:  ݏ  ൑   ଻଴଴ ఊ೐ఉೞ ௙ೞೞ െ  2݀௖                                      (5.7.3.4‐1)  in which:  ߚ௦ ൌ 1 ൅  ௗ೎଴.଻ሺ௛ିௗ೎ሻ   where:  γe = exposure factor      = 1.00 for Class 1 exposure condition      = 0.75 for Class 2 exposure condition  dc = thickness of concrete cover measured from extreme tension fiber to center of the  flexural reinforcement located closest thereto (in.)  fss = tensile stress in steel reinforcement at the service limit state (ksi)  h = overall thickness or depth of the component (in.) 

A‐32          Class 1 exposure condition applies when cracks can be tolerated due to reduced  concerns of appearance and/or corrosion. Class 2 exposure condition applies to  transverse design of segmental concrete box girders for any loads applied prior to  attaining full nominal concrete strength and when there is increased concern of  appearance and/or corrosion.    In the computation of dc, the actual concrete cover thickness is to be used. For  the design of the transverse reinforcement located in the longitudinal closure joint of  precast composite slab‐span superstructures, dc shall be taken as the distance between  the extreme tension fiber of the cast‐in‐place concrete in the trough and the center of  the transverse reinforcement in the closure joint, thereby neglecting the thickness of  the precast flange.    When computing the actual stress in the steel reinforcement, axial tension  effects shall be considered, while axial compression effects may be considered.    The minimum and maximum spacing of reinforcement shall also comply with  the provisions of Articles 5.10.3.1 and 5.10.3.2, respectively.  …    The reinforcement ratio presented by Frosch provides a good basis for the development of an adequate  reinforcement ratio for crack control in the longitudinal joint region of precast slab span bridge systems.  Frosch et al. (2006) suggests that at the initiation of cracking in the section, adequate reinforcement  should be provided to transfer all load from the concrete to the reinforcement.  The presence of a reinforcing cage located in the longitudinal trough between inverted‐T sections shall  be required in all PCSSS bridge systems. The lack of a cage was investigated during the subassemblage  tests and was found to perform poorly relative to the other  specimens tested, especially in terms of  crack widths and lengths measured on the faces of the specimen. Furthermore, all PCSSS bridges  constructed in the field have been built with cage reinforcement, and therefore no information  regarding the large‐scale in‐service performance of a bridge system without a cage was available.  Therefore, cage reinforcement shall be provided in each trough region between each precast member,  and the transverse reinforcement in the cage shall consist of no less than No. 4 bars spaced at 12 in.  The cage stirrups may be designed in two primary configurations, but in both cases the bottom of the  stirrup shall coincide with the depth of the transverse reinforcement for load transfer. The depth of the  stirrup may be such that the top horizontal leg is flush with the top of the precast web, or preferably,  the depth of the stirrup is minimized (i.e., the depth of the stirrup is the minimum bend diameter for the  bar size used or is such to provide adequate room to tie the four longitudinal No. 5 bars inside the  stirrup). The minimized stirrup depth allows the top horizontal leg of the stirrup increased potential to  intercept a reflective crack earlier. The width of the stirrup in the trough shall be similar to the width of  the precast hooks, and shall be as wide as possible while allowing for adequate clearance for the  longitudinal cage reinforcement inside of the transverse hooks.  

A‐33    It is suggested that a separate section is designated for reinforcement requirements for crack control,  which will be designated as AASHTO (2010) Article 5.14.4.3.3f. The current Article 5.14.4.3.3f shall be  moved to 5.14.4.3.3g.    AASHTO (2009) Article 5.14.4.3.3f 5.14.4.3.3g Structural Overlay    Where a structural overlay is used to qualify for improved load distribution as  provided in Articles 4.6.2.2.2 and 4.6.2.2.3, the thickness of structural concrete overlay  shall not be less than 4.5 in. An isotropic layer of reinforcement shall be provided in  accordance with the requirements of Article 5.10.8. The top surface of the precast  components shall be roughened.    AASHTO (2010) Article 5.14.4.3.3f Reflective Crack Control in Cast‐in‐Place Closure Joint for Precast  Composite Slab‐Span Systems    Transverse reinforcement for crack control shall be placed near the extreme  tension face in the cast‐in‐place closure joint. Transverse reinforcement may be  provided by both the reinforcement present for transverse load transfer, as specified in  Article 5.14.4.3.3e, as well as through the use of a reinforcing cage consisting of vertical  closed stirrups. Transverse reinforcement shall be provided to satisfy:  ߩ௖௥ ൌ   ଺ ඥ௙೎ᇱ௙೤                     (5.14.4.3.3f‐1)   where:  ρcr = reinforcement ratio of the section for crack control (%)  fc’ = 28 – day concrete compressive strength (psi)  fy = yield stress in the reinforcement (psi)      The reinforcement ratio of the section for crack control, ρcr, shall be calculated  considering all load transfer reinforcement and the lower horizontal leg of the cage  stirrup crossing the longitudinal joint. The area of concrete considered in the calculation  shall be only the cast‐in‐place concrete between the top of the precast flange and the  top of the precast web. The reinforcement ratio for crack control shall be taken as:   ρୡ୰ ൌ A౪౨౗౤౩షౙ౨ଵଶሺ୦౦ౙିୢfౢ౗౤ౝ౛ሻ                   (5.14.4.3.3f‐2)   where:  Atrans‐cr = area of transverse reinforcement for crack control. Consists of all reinforcement  

A‐34      traversing the longitudinal joint per unit length (in2./ft.)  hpc = overall depth of the precast section (in.)  dflange = depth of the precast flange (in.)      A minimum reinforcing cage is required in all sections, and shall consist of no less than  No. 4 closed stirrups spaced at 12 in. One longitudinal bar shall be provided in each interior  corner of the stirrup for anchorage.    C5.14.4.3.3f    The vertical closed stirrups provided in the reinforcement cage should be configured  such that the bottom horizontal stirrup leg is located at approximately the same depth as the  transverse load distribution reinforcement. The vertical depth of the top horizontal stirrup leg  should be minimized where possible, as the minimized stirrup depth allows the top  horizontal  leg to intercept potential reflective cracking at a lower depth. The width of the stirrups in the  reinforcement cage should be maximized while ensuring minimum bar spacing clearances are  met between the cage and the vertical precast web faces.    1.1.7. Composite Action  To address composite action in PCSSS, specifications suggested for modification include AASHTO (2010)  Articles 5.8.4.3, and 5.8.4.4  Composite action was maintained throughout the extent of the ultimate loading tests on each of the  two spans of the Concept 1 laboratory bridge specimen and the simple‐span Concept 2 laboratory  bridge specimen.  It should be noted that in the Concept 2 bridge, the section relied on only the  composite action of the roughened concrete surface; there was no horizontal shear steel that crossed  the interface.  Both bridge specimens had a standard raked finish on the top horizontal surface of the  precast web. Furthermore, each specimen had a roughened diamond pattern with approximately 1/8 in.  to 1/4 in. perturbations on the vertical web surfaces of the precast panels. Likewise, the East span of the  Concept 1 bridge, which was constructed with the 5 1/4 in. thick precast flange, also had the tops of the  precast flanges roughened with the same diamond pattern. The ability of the Concept 2 specimen to  maintain composite action suggests that PCSSS bridges can provide adequate horizontal shear strength  in the absence of supplemental reinforcement across the precast‐CIP concrete interface. The wide  precast web sections provided a sufficiently large area such that horizontal forces could be effectively  transferred between the CIP and precast units. Furthermore, Kovach and Naito (2008) suggested that  concrete beams without horizontal shear reinforcement can conservatively provide 300 psi of horizontal  shear resistance at service conditions with a broom or rake finish. The 2010 AASHTO LRFD specification  suggests that an intentionally roughened surface can be expected to achieve 240 psi of horizontal shear 

A‐35    resistance, which was increased from 100 psi in the 2005 specification. However, the 2010 specification  still requires minimum horizontal shear reinforcement.  The compressive force that was transferred between the CIP and precast sections was measured to be  2088 kips in the Concept 2 bridge at the maximum load available to be applied to the section by  integrating the strain from three longitudinal strain gages between the neutral axis and the top of the  section. The stress in the section was calculated using the modified Kent‐Park concrete stress‐strain  relationship assuming no confinement reinforcement, while using measured values for the maximum  concrete compressive strength and a corresponding concrete strain assumed to be 0.002 at the  maximum compressive stress.  The horizontal shear stress developed at this condition was calculated by  dividing the total compressive force at mid‐span by the full width of the deck and half of the center to  center of bearing span length, resulting in a measured horizontal shear stress of 135 psi. The width of  the deck was taken as 10 ft., and included the area above the precast trough.  Because the Concept 2 bridge specimen, which had no horizontal shear reinforcement, developed a  horizontal shear stress of 135 psi, it is recommended that the specification allow for sections to develop  a horizontal shear stress of 135 psi with no horizontal shear reinforcement. The K1and K2 values, which  provide upper bound estimates of the horizontal shear capacity of a given section, selected to be used in  the proposed specification modifications are simply the smallest, or most conservative of the existing K1  and K2 values. Because these were developed specifically for composite beams with horizontal shear  reinforcement, even the selected values may not be appropriate. However, these values provide a  maximum horizontal shear force that is at least a factor of two larger than the horizontal shear force  that would be developed by the full 6 in. deep deck constructed with 10 ksi concrete at ultimate (i.e.,  assuming that the section were reinforced such that it were required to fully transfer Whitney’s stress  block through the full 6 in. depth of the CIP deck).    AASHTO (2010) Article 5.8.4 Interface Shear Transfer – Shear Friction  5.8.4.1 General    Interface shear transfer shall be considered across a given plane at:  • An existing or potential crack,  • An interface between dissimilar materials,  • An interface between two concretes cast at different times, or  • The interface between different elements of the cross‐section  …    The nominal shear resistance of the interface plane shall be taken as:  ௡ܸ௜ ൌ ܿ ܣ௖௩ ൅  ߤሺܣ௩௙  ௬݂ ൅   ௖ܲሻ                     (5.8.4.1‐3) 

A‐36    where:  Acv = area of concrete considered to be engaged in interface shear transfer (in. 2)  Avf = area of interface shear reinforcement crossing the shear plane within the area Acv  (in.2)  c = cohesion factor specified in Article 5.8.4.3 (ksi)  µ = friction factor specified in Article 5.8.4.3 (dim.)  fy = yield stress of reinforcement but design value not to exceed 60 (ksi)  Pc = permanent net compressive force normal to the shear plane; if force is tensile, Pc =  0.0 (kip)  …  5.8.4.3 Cohesion and Friction Factors    The following values shall be taken for cohesion, c, and friction factor, µ:  …  For normal‐weight concrete placed against a clean concrete surface, free of laitance,  with surface intentionally roughened to an amplitude of 0.25 in.:  c = 0.24 ksi  µ = 1.0  K1 = 0.25  K2 = 1.5 ksi  For concrete placed against a clean concrete surface, free of laitance, but not  intentionally roughened:  c = 0.075 ksi  µ = 0.6  K1 = 0.2  K2 = 0.8 ksi  For normal‐weight concrete placed against a clean concrete surface, free of laitance,  with surface intentionally roughened to an amplitude of 0.25 in. and no interface shear  reinforcement provided crossing the shear plane up to the minimum required Avf in Eq.  5.8.4.4‐1:  c = 0.135 ksi  µ = 1.0 

A‐37    K1 = 0.2  K2 = 0.8 ksi  …  5.8.4.4 Minimum Area of Interface Shear Reinforcement    Except as provided herein, the cross‐sectional area of the interface shear  reinforcement, Avf, crossing the interface area, Acv, shall satisfy:  ܣ௩௙ ൒   ଴.଴ହ ஺೎ೡ௙೤                            (5.8.4.4‐1)    For a cast‐in‐place concrete slab on clean concrete girder surfaces free of  laitance, the following provisions shall apply:    The minimum interface shear reinforcement, Avf, need not exceed the lesser of  the amount determined using Eq. 1 and the amount needed to resist 1.33Vui / φ as  determined using Eq. 5.8.4.1‐3.    The minimum reinforcement provisions specified herein shall be waived for  girder/slab interfaces with surface roughened to an amplitude of 0.25 in. where the  factored interface shear stress, vui of Eq. 5.8.4.2‐1, is less than 0.210 ksi, and all vertical  (transverse) shear reinforcement required by the provisions of Article 5.8.1.1 is  extended across the interface and adequately anchored in the slab.    For the cast‐in‐place concrete of precast‐composite slab‐span systems that is  cast on clean precast inverted‐T surfaces free of laitance, with a surface intentionally  roughened to an amplitude of 1/4 in., the minimum reinforcement provisions specified  herein shall be waived.  C5.14.4.3.3f  .  .  .    With respect to a girder/slab interface, the intent is that the portion of the  reinforcement required to resist vertical shear which is extended into the slab also serves  as interface shear reinforcement.    In the case of precast‐composite slab‐span systems, research (French et al.  2010) has shown that transverse reinforcement was not required across the CIP‐precast  interface in order to achieve composite action. Similar results were obtained in studies  by Naito et al. (2008).  1.2. Construction Specification Recommendations  The 2009 Interim AASHTO LRFD Bridge Construction Specification (AASHTO 2009) provides guidance for  the construction of most bridge superstructures and supporting elements. The PCSSS requires a 

A‐38    somewhat unique method of construction and erection which are important to achieve the desired  performance of the system. The following sections outline changes to the AASHTO construction  specifications in the same manner as utilized in the sections above; proposed modifications to the  specification are shown with additions and deletions shown in underline and strikethrough notation,  respectively.    1.2.1.  Sequence of Placement  Suggested specifications to be modified to address sequence of placement include AASHTO Construction  Specification (2009) Article 8.7.2.2  The CIP portion of the inverted‐T sections should be poured in a single lift. It is likely that if, for whatever  reason, the CIP was placed in two pours, a construction joint would be created in the trough area flush  with the top of the precast webs; this type of joint will limit the ability for the section to maintain  composite action, as this coincides with the plane separating the precast and CIP concrete.  8.7.2.2 Superstructures    Unless otherwise permitted, no concrete shall be placed …  …    Concrete for box girders may be placed in two or three separate operations  consisting of the bottom slab, girder stems, and top slab. In either case, the bottom slab  shall be placed first and, unless otherwise permitted by the Engineer, the top slab shall  not be placed until the girder stems have been in place for at least five days.    Cast‐in‐place concrete for the closure pour and deck of composite inverted‐T  precast slab span structures shall be placed in a single operation.      1.2.2. Construction Joints  There are two primary contact surfaces in the joints of PCSSS bridges. These are the horizontal and  vertical surfaces of the precast web and flanges that are in contact with the CIP concrete.  All surfaces  that will be in contact with CIP concrete during a closure pour must be pre‐wetted prior to the  placement of concrete, as described in Article 8.8.2, to ensure adequate bond will be achieved between  the precast and CIP surfaces. No changes to this section are required; however, to reduce the stress  discontinuity at the longitudinal joint between the precast elements, consideration can be given to  debonding or “softening” a portion of the CIP‐precast flange interface in the vicinity of the longitudinal  joint. Extending the debonding across the entire flange width should be avoided as it could lead to  reflective cracks initiating at the CIP‐precast web interface where the crack control reinforcement  consists of only the transverse load distribution reinforcement (i.e., the crack would miss the cage in the  trough).   

A‐39    8.8.2 Bonding    Unless otherwise specified in the contract documents, horizontal joints may be  made without keys, and vertical joints shall be constructed with shear keys.  …    …      All construction joints shall be cleaned of surface laitance, curing compound,  and other foreign materials before fresh concrete is placed against the surface of the  joint. Abrasive blast or other approved methods shall be used to clean horizontal  construction joints to the extent that clean aggregate is exposed. All construction joints  shall be flushed with water and allowed to dry to a surface dry condition immediately  prior to placing concrete.      1.2.3. Special Requirements for PCSSS Bridges  Specifications suggested for modification to address PCSSS construction include AASHTO Construction  Specification (2009) Article 8.17  There are several special requirements unique to PCSSS construction that must be considered. It is  useful to provide a new Article in the bridge construction specifications that specifically addresses PCSSS  construction. It is recommended that this be Article 8.17: Special Requirements for PCSSS Bridges.    8.17.1 Sequence of Placement    The PCSSS system shall conform to Article 8.7.2.2.    8.17.2 Construction Joints    All construction joints shall be prepared pursuant to Article 8.8.2.    8.17.2.1 Longitudinal Precast Construction Joint    The top longitudinal edge of the precast flanges shall be formed with a 1 in. 45  degree chamfer (measured along the length of the chamfer) to produce a channel 1.4 in.  wide by 0.7 in. deep at the precast joint. A silicone caulk, or bonding agent, must be  utilized to  fill the chamfer between adjacent precast panels. The agent must provide  adequate ductility such that cracking does not initiate in the silicone when the panels  separate by a total of 1/4 in. at the joint and must remain adequately bonded to the  precast members.    The bonding agent must be placed in the chamfer of the joint sufficiently early  such that it has fully cured based on Manufacturer’s specifications prior to the 

A‐40    application of CIP concrete.    8.17.3 Transverse Load Distribution Reinforcement    Transverse reinforcement must be provided to ensure load transfer between  adjacent precast panels. All reinforcement for load transfer must be securely anchored  or embedded to the respective precast panel. Furthermore, the transverse  reinforcement must extend completely through the width of the precast member.    In the case of transverse load distribution reinforcement terminating in a  standard hook, the hook shall be oriented vertically regardless of whether the bar is  embedded or mechanically to the precast member.    Transverse load distribution reinforcement protruding from adjacent precast  panels shall  be nominally spaced to provide  a minimum clear spacing of the greater of  (1 in., db, 4/3 * aggregate size) between lapped bars, after erection, with a maximum  allowable lateral tolerance of 1/2 in. at each set of transverse bars.    8.17.4 Reinforcing Cage    The reinforcing cage shall be constructed such that the stirrups are oriented  vertically after construction. The stirrups shall be installed such that the overlapping  closed loop portion of the stirrup alternates between the left and right side of the  trough area.    Unless otherwise specified in the contract documents, the reinforcing cage shall  be offset from the embedded transverse hooks such that the maximum spacing  between transverse reinforcement is minimized.     8.17.5 Bearing Devices    Uniform bearing shall be provided under the full area of contact between the  precast composite beams and the pier caps by means of an elastomeric bearing pad of  sufficient dimension to support the factored loads in accordance with Article 18.2. The  bearing pad should extend along the full width of the PCSSS bridge system, less 6 in. for  a drip setback. A crushable membrane shall be provided in areas directly between the  precast member and pier cap not supported by the elastomeric bearing pad to prevent  the egress of CIP concrete during the closure pour. When the CIP concrete and pier cap  are to be separated by a bond breaker to reduce the potential for restrained shrinkage,  a layer of plastic sheeting can be used to provide the bond breaker.    Details at continuous piers must be provided to ensure proper construction practices. Longitudinally  adjacent precast members meeting at continuous piers must be sufficiently separated such that CIP 

A‐41    concrete can be placed between the end faces of the members. A minimum separation of 4 in. is  recommended, which provides adequate clearance for placement and vibration of the CIP concrete.  Furthermore, vertical dowels, adequately embedded in the pier cap, shall be provided in the area  between longitudinally adjacent members to provide a pin connection with the piers. No. 5 vertical  dowels spaced at 12 in. were provided in the Mn/DOT implementation of the PCSSS bridge in Center  City; no problems have been observed in the connection between the pier caps and superstructure. It  should be noted that more reinforcement may be required to ensure integrity of the connection at the  pier for PCSSS bridges located in seismic regions. The use of PCSSS bridges in seismic regions was out of  the scope of the NCHRP 10‐71 project.  These connection details might be revisited in the future to investigate whether separation of the PCSSS  with the bridge pier might be desirable to reduce the potential effects of restrained shrinkage in the  longitudinal joint between the precast flanges across the width of the bridge.     8.17.6 Connections at Continuous Piers    Vertical dowels, or equivalent, shall be installed in the pier cap and embedded  in the CIP closure pour to provide a positive connection between the superstructure and  substructure, and when surface cracking near the continuous piers it to be reasonably  expected, the dowel reinforcement shall be fabricated from a corrosion resistant  material.      Longitudinally adjacent precast panels meeting at a continuous pier shall be  installed such that there is a space no less than 4.0 in. between the beam ends of the  adjacent panels, and shall be located equidistant from the vertical dowels. The  elastomeric bearing pad is not to be present in the space between adjacent panels,  thereby allowing the CIP concrete to fill that region.     

A‐42    References for Precast Slab Span System  AASHTO (2010), AASHTO LRFD Bridge Design Specifications, 5th edition, Washington D.C.    AASHTO (2009), AASHTO LRFD Bridge Construction Specifications, 2nd edition, Washington D.C., 2009  Interim  ACI 318‐08. Building Code Requirements for Structural Concrete (ACI318‐08) and Commentary (ACIR‐08).  Farmington Hills, MI. 2008.  Barker, R., and Puckett, J. Design of Highway Bridges: An LRFD Approach, 2nd edition, New Jersey: Wiley  and Sons, 2007.  Eriksson, W., “Vertical Tensile Stresses in End Regions of Precast Composite Slab‐Span Systems and  Restraint Moments”. M.S., University of Minnesota, 2008   Frosch, R.J., Bice, J.K., Erickson, J.B. “Field Investigation of a Concrete Deck Designed by the AASHTO  Empirical Method: The Control of Deck Cracking”. Indiana Department of Transportation Technical  Report FHWA/IN/JTRP‐2006/32. September 2006.  International Scanning Study Team, Ralls, M., Tang, B., Bhide, S., Brecto, B., Calvert, E., Capers, H.,  Dorgan, D., Matsumoto, E., Napier, C., Nickas, W., Russell, H., “Prefabricated Bridge Elements and  Systems in Japan and Europe”. Federal Highway Administration Report Number FHWA‐PL‐05‐003,  2005  Kovach, J.D., Naito, C. “Horizontal Shear Capacity of Composite Concrete Beams without Interface Ties”.  Advanced Technology for Large Structural Systems (ATLSS) Report No. 08‐05.June, 2008.  Le, Quoc Thanh Chau, “Transverse cracking in bridge decks: Parametric study.” M.S., University of  Minnesota, 1998.   Smith, M., Eriksson, W., Shield, C., French, C., “Monitoring and Analysis of Mn/DOT Precast Composite  Slab Span System (PCSSS)”. Minnesota Department of Transportation Technical Report No.  MN/RC 2008‐41. September 2008  Suttikan, C., “A Generalized Solution for Time‐Dependent Response and Strength of Noncomposite and  Composite Prestressed Concrete Beams.” University of Texas at Austin, 1978.         

A‐43    Section 2: Connection Concepts between Precast Flanges and  Panels    2.0    Introduction to Design Recommendations for Longitudinal and Transverse Joints  between Decked Bulb Tees (DBTs) and Precast Panels  This section contains design recommendations for cast‐in‐place  (CIP) connections between the flanges  of decked bulb  tee’s  (DBTs) and between precast panels used  to  form  the deck of girder bridges.   A  “decked” bulb tee (DBT) is defined as a precast, prestressed concrete “I,” bulb‐tee, multiple stemmed or  single‐tee  girder  with  an  integral  deck  that  is  cast  and  prestressed  with  the  girder  for  bridge  applications.   DBTs are erected so that the flanges of adjacent units abut through “longitudinal joints.”    Where DBTs are made continuous through the deck in the longitudinal direction, “transverse joints” are  required. The top surface of the precast DBT flange becomes the vehicle driving surface.  The precast deck panels used on girder bridges considered  in the study were assumed to be full‐depth  panels  (i.e., top surface of the precast deck panel serves as driving surface without the use of cast‐in‐ place topping). The plan dimensions of the panels are determined by the specific bridge geometry, and  the panel depth (i.e., thickness) is determined by structural design.  For bridges less than 50 ft in width,  full‐depth precast deck panels can typically extend across the entire bridge width and adjacent panels  along the span length are connected with “transverse joints” at approximately 8 to 12 ft intervals.  For  bridges wider than 50 ft, panels designed for half the bridge width are typically considered.  Partial panel  widths are also used  in bridge replacement projects with construction phasing requirements.    In these  latter cases, the panels must be joined together in the width direction through “longitudinal joints.”    The NCHRP 10‐71 study on Cast‐in‐Place Concrete Connections for Precast Deck Systems focused on the  development of cast‐in‐place (CIP) connections for both DBTs and full‐depth precast panels. The CIP  connections were developed so that the precast decks could emulate the performance of monolithic CIP  deck construction. The connections were required to transfer the load to the adjacent elements through  a combination of bending and shear across the longitudinal joints, and through tension and/or  compression across the transverse joints.  The design of the DBTs and precast deck panels themselves  were out of scope of this study. The design recommendations contained herein focus on the  requirements associated with the connection details including the type of reinforcement and  configuration, required lap length for the transfer of forces across the joints, minimum joint widths, and  performance requirements for the closure pour materials.    2.1. Design Recommendations  In earlier applications of DBTs, load transfer between adjacent units has typically been provided by  longitudinal joints (parallel to traffic direction) with welded steel connectors and grouted shear keys  (Stanton and Mattock 1986, Ma et al. 2007). In order to reduce the total DBT weight, the thickness of  the deck is typically limited to 6 in. Welded steel connectors are typically spaced at 4 ft. on center. The 

A‐44    current longitudinal joint has the strength needed to transfer shear and limited moment from one girder  to adjacent girders. However, because welded steel plates are located 4 ft. from each other and at mid‐ depth of the flange, they cannot help to control flexural cracks along the longitudinal joint.    As alternatives to the welded steel plate detail, two types of connection details were investigated in  NCHRP 10‐71 to provide two layers of reinforcement in the joint to facilitate moment as well as shear  transfer. The details consisted of U‐bar details and headed‐bar details, discussed in Sections 2.1.1 and  2.1.2, respectively. These details are also applicable to precast panel to panel connections where the  panels are made to act compositely with steel or prestressed concrete girders. To determine the moments  and shears to design the connection reinforcement, the strip method may be used.    2.1.1. U‐Bar Details  To improve the current joint detail of DBTs, one concept is to replace the current welded steel  connectors with distributed U‐bars, as shown in Figure 2.1.1, to provide moment transfer as well as  shear transfer across the joint.  The U‐bar details are oriented vertically in the joint to provide two layers  of reinforcement fabricated with a single rebar. The U‐bars provide continuity of the deck reinforcement  across the joint by lapping with the U‐bars from the adjacent flanges. The 180o bend of the U‐bar,  embedded in the joint, provides mechanical anchorage to the detail necessary to minimize the required  lap length. The extended reinforcement of the U‐bar details is staggered (i.e., out of phase) with the  adjacent lapped U‐bar to facilitate constructability in the field. The stagger cannot be too large, or the  transfer of forces across the joint would be difficult to achieve.  The U‐bar details are designed to minimize deck thickness. This is accomplished by using a small bend  diameter for the U‐bar detail.  The inside bend diameter that was used in the testing program was three  times the diameter of the bar (i.e., 3db), which resulted in an inside bend diameter of 1‐7/8 in. for the  No. 5 bars used in the study. Minimum bend diameters are established primarily for two reasons,  feasibility of bending the reinforcement without breaking it and possible crushing of the concrete within  the tight bend. To ensure that the reinforcement would not be broken while bending, two ductile  reinforcing materials were used in the testing program, deformed wire reinforcement and stainless steel  reinforcement in order to achieve these tight bend diameters, which are much smaller than those of the  current AASHTO LRFD (2010) Specifications given in Article 5.10.2.3. As shown in Figure 2.1.1, a  minimum depth of the top flange of DBTs of 6‐1/8 in. using the U‐bar detail with No. 5 bars can be  achieved.   For precast deck panels, the researchers recommend a minimum panel thickness of 7‐3/8 in. to  accommodate both longitudinal and transverse joints in the precast panels containing orthogonal  double layers of reinforcement. The increased thickness accommodates the orthogonal arrangements of  U‐bars with the inner layer oriented in the longitudinal direction, and the outer layer oriented in the  transverse direction. The recommendation of orienting the outer layers of reinforcement in the  transverse direction provides increased flexural capacity across the longitudinal joints. As the transverse  joints are required to carry primarily tension or compression forces in the longitudinal direction due to  the composite action of the precast panel with the girders, the reinforcement in that direction is 

A‐45    suggested to be located in the inner layer. It may be possible to use a single layer of reinforcement in  that direction, in which case the depth of the precast panels can be further minimized.    The deck components in either the DBTs or precast deck panel systems would then be placed so that  the rebar in the joint would have a specified overlap length and spacing. The overlap length is the  distance between bearing surfaces of adjacent reinforcing bars and the spacing is the center to center  distance of adjacent bars. The figure shows the bar spacing at 4.5 in.; however, this distance was  further  increased to 6 in. in the NCHRP 10‐71 study, and the joint was still found to perform adequately. The  joint would then be completed after the addition of transverse lacer bars and grout. The bearing surface  of the U‐bar is the inside of the bend, and the addition of transverse lacer bars tied to the inside of the  bend adds confinement and increases the bearing resistance to the joint.  

A‐46      (a) Shear Key Detail  See "Joint Reinforcement Detail" Centerline of Joint 4. 5' ' ( Ty p. ) #5 U bar spacing 4.5'' (Typ.) #4 bar spacing 12'' (Typ.) #5 bar spacing 6'' (Typ.) #4 lacer bar (Typ.) 2'' 1'' 6'' 318'' (5d)   (b) Joint Reinforcement Detail  Figure 2.1.1:  Longitudinal U‐Bar joint details  4'' 5.5'' 0.625'' 2.5'' 4'' 5.5'' 0.625'' 2.5'' 64'' 64''6 .2 5 '' 72 '' Panel 1 Panel 2See "Shear Key Detail" Centerline of Joint

A‐47    The joint overlap length, which is the distance between the reinforcement bearing surfaces, was  determined based on the expected development length of a U‐bar. The ACI equation for determining  the development length of a standard hook in tension was used to calculate the approximate  development length of a U‐bar. This equation does not directly apply to the U‐bars that were used,  because the U‐bars do not meet the dimensional requirements for a standard hook, namely the 3db  bend diameter used in the U‐bar fabrication violates the minimum 6db bend diameter specified in ACI  318‐08. Eq. 2.1.1 shows the ACI development length equation for a standard hook in tension.  .02 ' e y dh b c fl d f λ⎡ ⎤Ψ = ⎢ ⎥ ⎢ ⎥⎣ ⎦  (ACI 12.5.2)                 (2.1.1)  where ldh represents the development length from the tail of the hook, in.;  ψe is the epoxy coating  factor; λ is the lightweight concrete factor;  fy is the reinforcement yield strength; √(f’c), the square root  of the concrete compressive stress, is expressed in psi; and db  is the diameter of the bar, in. The terms,  ψe and λ, were both set equal to one in Eq. 2.1.1, because the rebar that was used was not epoxy coated  and the concrete was not lightweight. It should be noted that a number of states do not use epoxy‐ coated reinforcement in their decks, 4 of 38 states surveyed by Russell (2004) indicated that they do not  specify epoxy‐coated deck reinforcement. In addition, 14 of the 38 states surveyed, indicated that they  specify a metallic coating for the deck reinforcement, and 7 of the 38 states indicated that they were  beginning to use solid stainless steel.  In order to minimize the joint width between the precast flanges  or panels, it is desirable to avoid epoxy‐coated reinforcement because that may require a longer lap  length to develop the reinforcement. In addition, tighter bend diameters are feasible with stainless steel  reinforcement than with ordinary mild reinforcement.  Using Eq. 2.1.1, the development length was calculated for a No. 5 bar, assuming a concrete  compressive strength of 6.0 ksi and a steel yield strength of 75 ksi, because deformed wire  reinforcement and stainless steel were materials used for this joint detail. The ACI 318‐08 development  length modification factor of 0.7 was used, because the specimens met the bar cover perimeters of  having not less than 2.5 in. of side cover and not less than  2 in. of cover beyond the extension of the  bar. The development length of a standard hook bar in tension for this situation was calculated to be 8.5  in.  In the testing program, an overlap length of 6 in. was used for the U‐bar detail, as shown in Figure  2.1.1.  Where the overlap length is taken from the inside bend of the adjacent hooks. This would be 7.25  in. to the outside of the hooks, less than the 8.5 in. specified by ACI 318‐08, but lacer bars were also  used in the connection to enhance the mechanical anchorage.  The experiments in first phase of the NCHRP 10‐71 study showed that the U‐bar detail could develop  adequate capacity with an overlap length of 6 in., a rebar spacing of 4.5 in., and two transverse lacer  bars. In the second phase of the NCHPR 10‐71 study, additional tests were conducted with varying  overlap lengths, rebar spacings, and concrete strengths. Based on a comparison of tests with overlaps of  4.0 in. and 6 in., a minimum overlap length of 6 in. was recommended for the No. 5 bars.  The size for  the lacer bars is recommended to be the same as the top distributed reinforcement in the deck. Two  lacer bars are required to be tied to the inside bend of the U‐bars, one on each side, as shown in Fig  2.1.1.  

A‐48    2.1.2. Headed‐Bar Details  As an alternative to the U‐bar details, two layers of headed bars can be used to provide continuity of the  top and bottom deck steel through the joint. The previous NCHRP 12‐69 project explored the use of  single large‐headed bars to provide continuity across the joint (Li et al. 2010, Li et al. 2010a). In that  project, Headed Reinforcement Corporation (HRC) provided the headed reinforcement, which consisted  of a No. 5 bar with a standard 2.0 in. diameter circular friction welded head with a head thickness of 0.5  in. Large‐headed bars such as these with the bearing area (Abrg) exceeding nine times the area of the bar  (Ab), are assumed to be able to develop the bar force through bearing at the head. Bars with smaller  heads, (e.g., Abrg/Ab≥  4) are assumed to be able to develop the force in the bar through a combination  of mechanical anchorage and bond, where the development length for these bars is less than that  required to develop a hooked bar (ACI 318‐08). In the NCHRP 10‐71 study, the headed reinforcement  used was No. 5 bar with Lenton Terminator® bearing heads. The diameter of the head was 1.5 in., and  the thickness of the head was 7/8 in., which gave Abrg/Ab of 4.76. The smaller head dimension was  necessary in order to fit the two layers of reinforcement within the deck while minimizing the deck  thickness. The large‐headed bars in two layers would have resulted in a much thicker, uneconomical  deck system.  Based on Li et al. (2010), headed bar details with varying overlap lengths, 2.5 in., 4 in. and 6 in., were  tested and compared, and the lap length for the headed bar detail was also recommended to be 6.0 in.   Compared to the headed bar details (Li et al. 2010), the U‐bar detail created a less congested joint,  which made it the easier to construct. The bearing heads of the two‐layer headed bar detail require  more space in a given rebar spacing, due to the larger diameter of the rebar heads. This would reduce  construction tolerances and may therefore cause problems in placement of precast deck components.  The U‐bars can also be easily tied together to form a rebar cage, which would allow for easy  construction in the precast yard when compared to the two layers of reinforcement of the headed bar  detail.   For the case of the No. 5 headed bars, with the small head size, the overlap length is recommended to  be 6.0 in., as shown in Figure 2.1.2.  Consequently, the joint width is the same as that shown in Figure  2.1.1 for the U‐bar detail.   

A‐49    Reinforcement Detail" Centerline of Joint 4. 5' ' ( Ty p. ) #5 headed bar spacing 4.5'' (Typ.) #4 bar spacing 12'' (Typ.) #4 lacer bar (Typ.) Joint Reinforcement Detail 2'' 1'' 6'' 314''   Figure 2.1.2:  Longitudinal Headed‐Bar joint details    Based on these investigations, the following sections outline the proposed changes to the AASHTO LRFD  (2010) specifications.    2.1.3. Minimum Bar Bend  To better address the tighter bend diameters required for the economical construction of bulb‐tee  flanged decks and precast deck panels, specifications suggested for modification include AASHTO (2010)   Articles 5. 10.2.3 and C5.10.2.3.    AASHTO (2010)  Article 5.10.2.3 Minimum Bend Diameters    The diameter of a bar bend, measured on the inside of the bar, shall not be less  than that specified in Table 5.10.2.3‐1, unless otherwise noted. 

A‐50    Table 5.10.2.3‐1 Minimum Diameters of Bend.  Bar Size and Use  Minimum Diameter  No. 3 through No. 5—General  No. 3 through No. 5—Stirrups  and Ties  No. 6 through No. 8—General  No. 9, No. 10, and No. 11  No. 14 and No. 18        6.0 db 1       4.0 db        6.0 db        8.0 db       10.0 db  1For Grade 75 stainless steel and deformed wire reinforcement , the minimum bend  diameter shall be taken as 3.0db for use in longitudinal and transverse cast‐in‐place  joints of precast deck and bulb‐tee girder systems.    The inside diameter of bend for stirrups and ties in plain or deformed welded wire fabric  shall not be less than 4.0db for deformed wire larger than D6 and 2.0 db for all other  sizes. Bends with inside diameters of less than 8.0 db shall not be located less than 4.0 db  form the nearest welded intersection.   C.5.10.2.3  The higher ductility of Grade 75 stainless steel and deformed wire reinforcement  enables the achievement of tighter bend diameters for these types of reinforcement.  For No. 5 and smaller bars, the minimum bend diameter of 3 db has shown to be  effective.   Note that the CRSI Manual currently limits the minimum bend diameters to those given in AASHTO  Table 5.10.2.3‐1 and will require a change working in conjunction with AASHTO to facilitate the use of  tighter bend diameters in state and federal projects. It should be cautioned that higher strength carbon  reinforcement with strengths in the 80 to 100ksi range, may not have the elongation required to allow  for tighter bends.   

A‐51    2.1.4. Minimum Depth and Cover  To economically construct bulb‐tee flanged decks and precast deck panels, the deck thickness should be  minimized which is achievable through the use of U‐bars made of No. 5 bars and smaller with tight  minimum bend diameters (i.e., 3 db) or through the use of two layers of headed reinforcement.  Specifications suggested for modification with regard to the deck thickness include AASHTO (2010)   Article 9.7.1.1 and C9.7.1.1. Specifications to be modified to address cover issues include AASHTO (2010)   Article 5.12.3.    AASHTO (2010)  Article 9.7.1.1 Minimum Depth and Cover    Unless approved by the Owner, the depth of a concrete deck, excluding any  provision for grinding, grooving, and sacrificial surface, should not be less than 7.0 in.,  except in the case of precast flanges for bulb‐tee girders used as the riding surface or in  the case of precast deck panels. The depth of a precast concrete deck in these  circumstances should not be less than 6‐1/8 in.     Minimum cover shall be in accordance with the provisions of Article 5.12.3  C.9.7.1.1    For slabs of depth less than 1/20 of the design span consideration should be  given to prestressing in the direction of that span in order to control cracking.    Construction tolerances become a concern for thin decks; however, the high  quality control achieved in precast plants and the crack control achieved by prestressing  can enable the fabrication of decks with smaller minimum thicknesses. The thickness of  the decks should be controlled by considerations of minimum cover and either (a)  minimum bend diameters for U‐bars, or (b) allowances for headed bar dimensions,  where used as top and bottom deck reinforcement. In the case of precast panels that  may have both longitudinal and transverse joints with double layers of reinforcement,  the minimum deck thickness will increase to accommodate the required clearances.    Minimum cover requirements…    The only proposed changes to the cover requirements in AASHTO LRFD (2010) Article 5.12.3 are to  address reduced cover requirements for stainless steel reinforcement. In the case of epoxy‐coated  reinforcement (which was not included in this investigation), the minimum cover to the main bars is 1.0  in. The cover should be at least 2.5 in. for unprotected main reinforcing steel if exposed to deicing salts.  In areas where deicing salts are not used, this cover can be reduced to 2.0 in. In the case of cast‐in‐place  slabs, the bottom cover for bars up to No. 11 is a minimum of 1 in. In the NCHRP 10‐71 study, uncoated  reinforcement was used for the U‐bar and headed‐bar details with minimum concrete covers of 2 in. top  and 1 in. bottom. This would correspond to an exterior exposure environment where the deck would  not be exposed to deicing salts. Larger covers, and consequently thicker decks, would be required in  environments where the deck could be exposed to deicing salts. Where stainless steel reinforcement is  used, the smaller cover requirements allowed for epoxy‐coated reinforcement should be applicable. 

A‐52    If the unprotected reinforcement is replaced by epoxy‐coated reinforcement, wider joints may be  required to accommodate increased development lengths of epoxy‐coated reinforcement.  AASHTO (2010)  Article 5.12.3 Concrete Cover    Cover for unprotected prestressing and reinforcing steel….  .  .  .    Minimum cover to main bars, including stainless steel reinforcement or bars  protected by epoxy coating, shall be 1.0 in.    2.1.5. Live Load Distribution factors for Moment and Shear  There are  two basic approaches  to computing  the  live  load distribution  factor  in accordance with  the  AASHTO LRFD (2010) Specifications: the approximate method and the refined method of analysis.   The  approximate method is treated in Article 4.6.2, including specifics on conditions of its use, which is the  most  typical approach used  in engineering practice. DBT bridges are designated as Bridge Type “j”  in  which  the  supporting components are precast concrete  tee  sections with  shear keys, with or without  transverse post‐tensioning, and  the deck  type  is  integral  concrete. Separate  treatments are given  for  moment and  shear,  for  interior and exterior beams,  for  single  lane  loaded and multiple  lanes  loaded  cases,  and  for  “sufficiently  connected”  or  “not  sufficiently  connected”  cases.  The  conventional  DBT  construction with welded  shear  connections  is  considered  “not  sufficiently  connected”.   Construction  with the proposed alternate longitudinal joint with spliced U‐bars is considered “sufficiently connected.”  Further detail is provided below as the provisions also relate to precast panel systems.  AASHTO (2010) Table 4.6.2.2.1‐1 Common Deck Superstructures Covered in Articles 4.6.2.2.2 and  4.6.2.2.3 identify typical cross sections of deck superstructures. There are three cases identified in that  figure that address the precast concrete decks systems covered in NCHRP 10‐71. They are: Case (a) Steel  beam with cast‐in‐place concrete slab, precast concrete slab, steel grid, glued/spiked panels and  stressed wood deck; Case (j) Precast Concrete Tee Section with Shear Keys and with or without  Transverse Post‐Tensioning with integral concrete deck; and Case (k) Precast Concrete I or Bulb‐Tee  Sections with cast‐in‐place concrete or precast concrete deck. Cases (a) and (k) cover precast panels on  steel or prestressed concrete girders, and Case (j) covers the decked bulb‐tee system.    The AASHTO Articles that address the live load distribution factors for moment in interior beams (Table  4.6.2.2.2b‐1) and exterior beams (Table 4.6.2.2.2d‐1), respectively, and those that address the live load  distribution factors for shear in interior beams (Table 4.6.2.2.3a‐1)and exterior beams (Table 4.6.2.2.3b‐ 1), respectively, refer to the (a) through (l) systems identified in  AASHTO (2010) Table 4.6.2.2.1‐1. The  precast deck panels and decked bulb tee flanges connected with the U‐bar details or two‐layer headed 

A‐53    bar details investigated through NCHRP 10‐71 provide both shear and moment transfer across the joints  to emulate cast‐in‐place construction. Consequently, these systems described as (a), (j) and (k), can be  considered “sufficiently connected to act as a unit” in determining the appropriate distribution factors  to be applied. No changes need to be made to the AASHTO specifications to address live load  distribution factors for these systems.  It should be noted that NCHRP 10‐71 addressed the precast panel‐to‐panel connections, but did not  include the investigation of the panel‐to‐girder connections required for composite design. The latter  details have been investigated and reported in other studies including NCHRP 12‐41 Rapid Replacement  of Bridge Decks (Tadros et al. 2002).    2.1.6. Precast Deck Slabs on Girders with Longitudinal and Transverse Joints  To better address precast deck slabs that provide both shear and moment transfer across the joints,  modifications are required for AASHTO (2010)  Article 9.7.5 and its subsections.  AASHTO (2010)  Article 9.7.5 Precast Deck Slabs on Girders  9.7.5.1 General    Both reinforced and prestressed precast concrete slab panels may be used. The  depth of the slab excluding any provision for grinding, grooving, and sacrificial surface,  shall not be less than 7.0 in. For precast panels designed with shear and flexural  continuity in two directions (transversely and longitudinally joined panels) using U‐bar  details, the depth of the slab shall not be less than 7‐3/8 in., and shall include  consideration for the required minimum bar bend diameter of and the provision of two  layers of reinforcement in both directions, in addition to the cover requirements of  Articles 5.12.3 and 9.7.1.1.   9.7.5.2 Transversely Joined Precast Decks  9.7.5.2.1 Flexurally Discontinuous Decks    Flexurally discontinuous decks made from precast panels and joined together by  shear keys may be used. The design of the shear key and the grout used in the key shall  be approved by the Owner.   9.7.5.2.2 Flexurally Continuous Decks Provided by Cast‐in‐Place Connections    Flexurally continuous decks made from precast panels and joined together by  shear keys with U‐bar or double layer headed‐bar details to provide continuity may be  used as identified for the connection of decked‐bulb‐tee flange connections in Article  9.7.7. The design of the shear key and the grout used in the key shall be approved by the  Owner.      

A‐54    9.7.5.3 9.7.5.2.3 Longitudinally Post‐Tensioned Precast Decks    The precast components may be placed on beams and joined together by  longitudinal post‐tensioning. The minimum average effective prestress shall not be less  than 0.25 ksi.     The transverse joint between the components and the block‐outs at the coupling of  post‐tensioning ducts shall be specified to be filled with a nonshrink grout having a  minimum compressive strength of 5.0 ksi at 24 hours.      Block‐outs shall be provided in the slab around the shear connectors and shall  be filled with the same grout upon completion of post‐tensioning.  9.7.5.3 Longitudinally Joined Precast Decks  9.7.5.3.1 Flexurally Continuous Decks Provided by Cast‐in‐Place Connections    Flexurally continuous decks made from precast panels and joined together by  shear keys with reinforced connection details to provide continuity may be used as  identified for the connection of decked‐bulb‐tee flange connections in Article 9.7.7.  Depending on whether flexure needs to be transmitted through the section or pure  tension or compression as required for flexural continuity of a composite section in the  longitudinal direction, double layers or single layers of reinforcement should be used. To  achieve flexural continuity where double layers of reinforcement are required, U‐bar or  double layer headed‐bar details shall be used. To achieve continuity where pure tension  is required, as would be the case at a joint over a support, a single layer of headed‐bar  details may be used. The design of the shear key and the grout used in the key shall be  approved by the Owner. The provisions of Article 9.7.4.3.4 may be applicable for the  design of the bedding.              2.1.7. Longitudinal and Transverse Joints between Decked Bulb Tees  

A‐55    To address the design of decked‐bulb‐tee flanges that are detailed to provide both shear and moment  transfer across the joints, new specifications are proposed to be added to AASHTO (2010) Article 9.7  following the provisions for “Deck Slabs in Segmental Construction” and its subsections.    AASHTO (2010)  Article 9.7.7 Decked‐Bulb‐Tee Decks  9.7.7.1 General    The depth of the precast decked‐bulb‐tee flange to be used as a driving surface in  members with longitudinal joints detailed to provide shear and flexure continuity, excluding any  provision for grinding, grooving, and sacrificial surface, shall not be less than 6‐1/8 in. For  precast decked‐bulb‐tee flange connections designed with shear and flexural continuity in two  directions (transversely and longitudinally joined flanges) using U‐bar details, the depth of the  flange shall include consideration for the required minimum bar bend diameter of and the  provision of two layers of reinforcement in both directions, in addition to the cover  requirements of Articles 5.12.3 and 9.7.1.1.     9.7.7.2 Transversely Joined Decked Bulb Tees made Flexurally Continuous with Cast‐in‐Place  Connections    Flexurally continuous decks made from decked bulb tees joined together by shear keys  with U‐bar or double layer headed‐bar details to provide continuity may be used. The design of  the shear key and the grout used in the key shall be approved by the Owner. The provisions of  Article 9.7.4.3.4 may be applicable for the design of the bedding.     9.7.7.2.1 Required Concrete Compressive Strength    For overnight and 7‐day cure, the minimum specified concrete compressive strength  shall be 6000psi.    9.7.7.2.2 Reinforcement Details    Where two layers of reinforcement are required, continuity shall be provided by U‐bar  details or two layers of headed‐bar details. To achieve continuity where pure tension is  required, as would be the case at a joint over a support, a single layer of headed‐bar details may  be used.     The U‐bar details shall be fabricated with No. 5 Grade 75 or less uncoated deformed  wire or stainless steel with a minimum bend diameter as prescribed in Article 5.10.2.3.     The No. 5 bars shall have a minimum overlap length (measured from inside of bearing  surfaces of the bend or head) of 6 in.     The spacing of the connection reinforcement extending from the faces of adjacent   flanges shall not exceed 6  in. 

A‐56      Lacer bars shall be provided in the connection tied to the inside bend in the case of the  U‐bar details.     Where the joint reinforcement is made with epoxy‐coated reinforcement, the overlap  length should be increased to account for the increased development length associated with  epoxy‐coated reinforcement.    9.7.7.2.3 Minimum Joint Width    To accommodate the required uncoated deformed wire or stainless steel reinforcement  details described in Article 9.7.5.2.2 requires a minimum joint width of 8.0 in.     Where the joint reinforcement is made with epoxy‐coated reinforcement, the minimum  joint width should be increased to account for the increased overlap length associated with the  epoxy‐coated reinforcement.    9.7.7.3 Longitudinally Joined Decked Bulb Tees made Flexurally Continuous with Cast‐in‐Place  Connections     Flexurally continuous decks made from decked bulb tees and joined together by shear  keys with reinforced connection details to provide continuity may be used. Depending on  whether flexure needs to be transmitted through the deck section or pure tension or  compression in the longitudinal direction, double layers or single layers of reinforcement should  be used in the deck joint. To achieve continuity where double layers of reinforcement are  required, U‐bar or double layer headed‐bar details shall be used. To achieve continuity where  pure tension is required, as would be the case at a joint over a support, a single layer of headed‐ bar details may be used. The design of the shear key and the grout used in the key shall be  approved by the Owner. The provisions of Article 9.7.4.3.4 may be applicable for the design of  the bedding.     The detailing of the joint shall be in accordance with the transversely joined decked‐ bulb‐tee flange connections given in Articles 9.7.7.2.1 through 9.7.7.2.3.    C.9.7.7     The provisions contained herein are provided for the design of decked‐bulb‐tee flanges  that emulate cast‐in‐place deck construction. Double layers of reinforcement are provided  across the joint provide moment transfer across the joint.   C.9.7.7.2.1    The minimum concrete strengths facilitate the speed of fabrication of the system.  C.9.7.7.2.2    The specific detailing requirements for the minimum bar bend of the U‐bar details  require ductile reinforcement, thereby the specification requires deformed wire reinforcement 

A‐57    or stainless steel of Grade 75 or lower. Higher grades of steel or other types of reinforcement  may not achieve the minimum bend diameters.    The required overlap length is based on the assumption of No. 5 uncoated  reinforcement. Larger size bars or coated reinforcement would require increased overlap  lengths, where the overlap length is defined as the length between the bearing surfaces of the  bars (180o hooks) protruding from adjacent panels.    The lacer bars are required to enhance the development of the bars by improving the  concrete confinement and bearing.    The maximum spacing of 6 in. should not be exceeded in order to ensure adequate  force transfer to the adjacent bars across the joint.  C. 9.7.7.2.3    The joint width must be able to accommodate the clearances required for the overlap  length, diameter of the bar at each end across the width of the connection in the case of the U‐ bar detail or the thickness of the head at each across the width of the connection in the case of  the headed bar detail, and sufficient clearance for casting the concrete around the detail.    2.2. Construction Specification Recommendations   This section describes the details of the construction joint, its preparation, and the material  requirements developed in the NCHRP 10‐71 project for cast‐in‐place connections between precast deck  panels and flanges of decked bulb tees. As shown in Figure 2.1.1 above, the minimum joint width for  connections is 8.0 in. This is based on using No. 5 uncoated reinforcement in the joints with an overlap  length of 6 in.  The use of larger bars or epoxy‐coated reinforcement would require a larger joint width.  Figure 2.1.1 also shows the shape of the shear key recommended by Stanton and Mattock (1986).  Foam  wedges can be used to form the configuration of the shear key at the vertical edge of the panel, as  shown in Figure 2.2.1.      Figure 2.2.1: Foam wedges for the configuration of the shear key  

 The surfac interfere w grout and Sandblast test speci shown in  the joint s sandblast NCHRP 12     Figure 2.2 Because o which is f the adjace important short time proposed The perfo shown in  by Tepke  es of the she ith adhesio  base concre ing using Bla mens in the t Figure 2.2.2 ( urfaces wou ing procedur ‐69 research .2: Profile of  f the width o illed with clos nt DBT girde  for the selec  for the purp  to use the te rmance crite Tables 2.2.1 a and Tikalsky  ar key shoul n and to deve te.  Methods  ck Beauty 205 esting progra Li et al. 2010 ld be accomp e, the contra  effort; no sp (a): Before joint surface f the joint, fo ure‐pour ma rs, is conside ted closure‐ ose of accele rminology “o ria for (i) ove nd 2.2.2 bel (2007).  d be thoroug lop a surface of surface pr 0 sand was c m.  The prof a) in associat lished in the  ctor was aske ecial protect  Sandblasting  before and a rmwork is re terials conne red to be the pour materia rated bridge vernight cur rnight cure a ow.  The crite A‐58  hly cleaned t  roughness t eparation inc hosen for sa iles of the su ion with proj fabrication p d not to sand ion was prov                 (b): fter sandblas quired to su cting adjacen  structural e l to reach its   construction e” and “7‐day nd (ii) 7‐day c ria listed in T o remove all  o promote a  lude chemic ndblasting to rface before  ect NCHRP 1 lant prior to  blast coated ided.     After Sandbl ting  pport the join t precast de lement of the design comp .  To quantify  cure” closu ure including able 2.2.2 w contaminant mechanical b al cleaning or  prepare the and after san 2‐69. Typical hauling. Duri  bars in asso asting  t grout. The  ck panels or t  bridge deck ressive streng  “relatively s re pour mate  the compre ere based on s that can  ond betwee  sand blastin  surfaces of t dblasting are ly, sand blast ng the  ciation with t longitudinal j he top flange .  Therefore,  th in a relati hort time,” i rials.  ssive strengt  those develo n the  g.  he    ing  he  oint,   of  it is  vely  t is  h are  ped 

A‐59    Table 2.2.1: Proposed performance criteria of closure pour materials  Performance Characteristic  Test Method  Performance Criteria  Compressive Strength (CS), ksi  ASTM C39 modified  6.0≤CS  @ 8 hours (overnight cure)  @ 7 days (7‐day cure)  Shrinkagea (S),  (Crack age, days)  AASHTO PP34  modified  20<S  Bond Strength (BS), psi  ASTM C882 modified  300<BS  Chloride Penetrationb (ChP),  (Depth for Percent Chloride of 0.2% by mass of  cement after 90‐day ponding, in)  ASTM C1543 modified  ChP<1.5  Freezing‐and‐thawing Durability (F/T), (relative  modulus after 300 cycles)  ASTM C666  Procedure A modified  Gradec 1  Grade 2  Grade 3  70%≤F/T  80%≤F/T  90%≤F/T  a: No S criterion need  be specified if  the closure pour material is not exposed to moisture, chloride salts  or soluble sulfate environments.  b: No ChP criterion need be specified if  the closure pour material is not exposed to chloride salts or  soluble sulfate environments.  c: Grades are defined in Table 2.2.2.    Table 2.2.2: Application of closure pour material grades for freezing‐and‐thawing durability  Freezing‐ and‐thawing  Durability  (F/T)  Is the concrete  exposed to  freezing‐and‐ thawing  environments?  Yes  Is the  member  exposed to  deicing  salts?  Yes  Will the  member   be saturated  during   freezing?  Yes.   Specify F/T‐Grade 3  No.   Specify F/T‐Grade 2  No.  Specify F/T‐ Grade 1  No.  F/T grade should not be specified.    The candidate overnight cure and 7‐day cure materials listed in Tables 2.2.3 and 2.2.4, respectively,  were selected for further investigation in the NCHRP 10‐71 project after a preliminary selection from a  broader set of mixes based on strength tests and prediction models as discussed by Zhu and Ma (2008).  These materials were subjected to a battery of tests to investigate their performance criteria relative to  those outlined in Tables 2.2.1 and 2.2.2. Of the several grout materials investigated for the overnight  cure, two grout materials, SET 45 HW (SET) and EUCO‐SPEED MP (EUCO), were selected based on 

A‐60    comparison of their performance in terms of compressive strength and flow and workability of both  neat and extended grouts. Both of these grouts were found to perform satisfactorily relative to the  performance criteria. For the 7‐day cure material, high‐performance concrete (HPC) “Mix 1” and RSLP 2  “Mix 2” were selected for further investigation. Of these, HPC “Mix 1” was selected as the best  performing mix.  The RSLP 2 “Mix 2” did not perform satisfactorily with regard to the ponding and  freeze‐thaw tests.   The two grout materials were magnesium phosphate‐based materials that can be used with a 60%  extension of pea gravel. A thoroughly washed and dried uniform‐sized sound 0.25 in. ‐ 0.5 in. round pea  gravel was used to extend the grouts.  The pea gravel was tested with 10% HCL to confirm that it was  not calcareous. The compressive strengths of the grout SET and EUCO, tested with 60% extension,  reached at least 5670 psi compressive strength within one day. For grout SET, the initial setting time and  final setting time were 15‐20 minutes and 45‐60 minutes, respectively.  For grout EUCO, the initial  setting time and final setting time were 6‐10 minutes and 15‐20 minutes, respectively. The two grouts  were air cured for eight hours.  The 7‐day cure materials were cured for 7 days by both the membrane‐ forming compound method and the water method with burlap.     

A‐61    Table 2.2.3: Candidate overnight cure materials and mixing information  Product Name  Mixing Quantities per 50‐lb, Bag  Initial  Water,  pints  Additional  Water,  pints  Aggregate  Extension,  % by weight  Aggregate  Extension,  lb  Yield  Volume,  cu. ft.  EUCO‐SPEED MP  3.10  0.50  0  0  0.42  Set® 45 HW  3.25  0.50  0  0  0.39  Table 2.2.4: Candidate 7‐day cure materials mix proportions  MIX NUMBER  HPC Mix 1  RSLP Mix 2  W/CM Ratio  0.31  0.40  Cement Type  I  CTS RSLP  Cement Quantity, lb/yd3  750  658  Fly Ash Type  C    Fly Ash Type Quantity, lb/yd3  75    Fine Aggregate,  lb/yd3  1400  1695  Coarse Aggregate  #8  #8  Coarse Aggregate Quantity, lb/yd3 1400  1454  Water, lb/yd3  255  263  Air Entrainment, fl oz/yd3  5    Water reducer, fl oz/yd3  30    High‐Range Water Reducer, fl  oz/yd3  135      Grouts used as closure pour materials for the precast bridge deck system with CIP connections, like  cement‐based grout, non‐shrink cement grout, epoxy mortar grout, magnesium ammonium phosphate  (MAP) based grout, etc., should be added in AASHTO LRFD Construction Specifications Article 8.2.4.  Grouts for closure pour materials shall be selected based on the performance criteria in Article. 8.4. In  Article 8.4.1.1, the performance criteria for selecting durable closure pour materials listed in Tables 2.2.1  and 2.2.2 should be provided.    

A‐62    2.2.1. Classes of Concrete  To enable the use of overnight cure grout materials, grouts for closure pour materials should be added  to AASHTO Construction Specification (2009) in Article 8.2.4, and the title of 8.2 should be modified.    AASHTO (2009)  Article 8.2 CLASSES OF CONCRETE AND GROUT  AASHTO (2009)  Article 8.2.4 Grouts for overnight cure  Grouts used as closure pour materials for the precast bridge deck system with CIP connections,  like cement‐based grout, non‐shrink cement grout, epoxy mortar grout, magnesium ammonium  phosphate (MAP) based grout shall conform to the requirements specified in the contract  documents and shall satisfy the special performance requirements outlined in 8.4.1.1.    2.2.2. Performance Criteria  To ensure the satisfactory performance of closure pour materials, the performance requirements listed  in Tables 2.2.1 and 2.2.2, above, should be added to Article 8.4.1.1 in the AASHTO Construction  Specification (2009).    AASHTO (2009)  Article 8.4.1.1 Responsibility and Criteria  The Contractor shall design and be responsible for the performance of all concrete and  grout mixes used in structures. The mix proportions selected shall produce concrete that is  sufficiently workable and finishable for all uses intended and shall conform to the requirements  in Table 8.2.2‐1 and all other requirements of this Section.     For normal‐weight…      The mix design shall be based on the specified properties….that complies with the  specified concrete properties.  Overnight and 7‐day closure pour materials for use in longitudinal and transverse joints  between decked bulb tees and precast panels to emulate cast‐in‐place construction for moment  and shear transfer shall also comply with the performance criteria outlined in Tables 8.2.2‐2 and  8.2.2‐3.  [Note Table 8.2.2.‐2 corresponds to Table 2.2.1 above, and Table 8.2.2.‐3 corresponds to Table 2.2.2  above.] 

A‐63    C.8.4.1.1  Closure pour materials for use in cast‐in‐place connections between precast deck panels   and flanges of decked bulb tees to be used as the driving surface in bridge decks are required to  achieve performance requirements at early ages (overnight or 7‐day) to ensure adequate  performance of these systems throughout their service life.  The performance characteristics  evaluated include compressive strength, shrinkage, chloride penetration, freezing‐and‐thawing  durability and bond strength. Careful attention should be paid to appropriate curing of these  materials.         

A‐64    References for Longitudinal and Transverse Joints between Decked Bulb Tees (DBTs) and  Precast Panels  AASHTO (2010), AASHTO LRFD Bridge Design Specifications, 5th edition, Washington D.C.  ACI 318‐08. Building Code Requirements for Structural Concrete (ACI318‐08) and Commentary (ACIR‐08).  Farmington Hills, MI. 2008.  Li, L., Ma, Z., Griffey, M. E., and Oesterle, R. G., “Improved Longitudinal Joint Details in Decked Bulb Tees  for Accelerated Bridge Construction: Concept Development,” ASCE Journal of Bridge  Engineering, Vol. 15, No. 3, 2010.  Li, L., Ma, Z., and Oesterle, R. G., “Improved Longitudinal Joint Details in Decked Bulb Tees for  Accelerated Bridge Construction: Fatigue Evaluation,” ASCE Journal of Bridge Engineering, DOI:  10.1061/(ASCE)BE.1943‐5592.0000097, 2010a.  Ma, Z., Chaudhury, S., Millam, J. L., Hulsey, J. L., “Field Test and 3D FE Modeling of Decked Bulb‐Tee  Bridges” ASCE Journal of Bridge Engineering, 12(3), 306‐314, 2007.  Russell, H. G., “Concrete Bridge Deck Performance: A Synthesis of Highway Practice,” NCHRP Report 333,  2004.   Stanton, J., and Mattock, A.H. , “Load distribution and connection design for precast stemmed  multibeam bridge superstructures” NCHRP Report 287, 1986.  Tadros, M. K., Badie, S. S., and Kamel, M. R., Girder/Deck Connection for Rapid Removal of Bridge Decks,  PCI Journal, Vol. 47, No. 3, May‐June, 2002, pp. 58‐69.  Tepke, D. G. and Tikalsky, P. J. (2007), “Best Engineering Practices Guide for Bridge Deck Durability  Report” February 24.  Zhu, P. and Ma, Z., “Selection of Closure Pour Materials for CIP Connection of the Precast Bridge Deck  Systems,” Proceedings of the National Concrete Bridge Conference, October 2008, Orlando,  Florida.