对于待讨论的话题来说，用反诘解决不了问题！
既然楼上认为那篇文章可以解读这个问题，为什么不能贴出来，让大家解惑呢？
我搜到了“叶列平”先生的一篇发言稿《汶川地震建筑震害调查分析》，里面大概讲了一些楼板对柱铰形成的影响，但不够细致，可能和你掌握的那篇论文不一致。

可能怕我理解能力有限读不懂吧，楼上不肯私下里给出这篇文章，但我还是建议楼上把论文亮出来，让理解能力更强的同仁看看！
针对楼上质疑我回答两点：
一、为什么都不统一用真实结构计算，这样不更能反应变形协调吗？
《高规》的变形控制是的前提是“刚性板”，和“梁刚度”没关系，我不清楚为什么两个问题总有人混淆？
顺便说一句：《高规》要求的变形控制是种失真控制，而非真正的变形。

问题不是出在程序应该如何设定上，更不是出在我这，要质疑变形和内力不协调只能质疑高规的“刚性板”，但和“梁刚度”没关系。

二、叶教授的关于《汶川地震建筑震害调查分析》的文章我读过了，有见地。

但没见其指出过“柱铰”的出现和梁刚度放大有关，仅见指出“和填充墙的作用、现浇楼板参与造成梁端超强有关”。

下面说一点我对“柱铰机制”形成的理解：
梁超强（或强梁弱柱）的原因不是梁刚度的放大，而是楼板钢筋的参与。

梁刚度放大是在内力分析阶段讨论的问题，是种客观存在（楼板不配筋也存在），而楼板钢筋参与负弯矩分配是承载力的节点分析阶段讨论的问题。

内力分析后应用于配筋的应该是：M
柱≥η（M
梁
+M
板
），
承载力阶段“梁”配筋时采用（M
梁+M
板
）、板筋照配，
造成实际“广义梁端”承载力为（M
梁+M
板
+M
板2
），
形成M
柱<η（M
梁
+M
板
+M
板2
），“柱铰机制”形成。

赵兵的论点错在：承载力阶段的问题转移到内力分析阶段解决。

内力分析阶段的梁刚度不放大，柱配筋的承载力ηM
梁1与梁刚度放大下的柱配筋的承载力ηM
梁2
比较是偏
大的，
但依然不能保证：ηM
梁1
≥η（M梁2+M板）
即柱实际承载力≯理论强柱弱梁下柱承载力：弯矩放大*（放大梁刚度后梁端配筋+楼板参与钢筋）。

本想精心准备一下再论，但对于质疑只好草草回复了。

附几篇论文及小刚架模型：《汶川地震建筑震害调查分析》、《板筋参与梁端负弯矩承载力问题的探讨》、《柱端弯矩增大系数取值对RC框架结构抗震性能影响的评估》，有关这方面的研究建议大家再看“白绍良”教授等人的文章，理解起来并不难，但愿对有心人有点帮助！
附图为用《结构力学求解器 1.5》的两张弯矩图片，一为梁刚放大，二为梁刚不放大，顺便指出：梁刚不放大时，梁端弯矩大、跨中弯矩小。

同意nvslch 兄的观点，强柱弱梁的要求是：在承载能力极限状态下梁端纵向受力钢筋先屈服，以便形成梁塑性铰，通过变形消耗地震能。

考虑梁刚度增大能够反应梁的实际受力状况（楼板的刚度贡献是实际存在的），如果不考虑实际楼板的刚度贡献，则跨中计算配筋的设计弯矩会小于梁受到的实际弯矩（在竖向荷载作用下），对梁跨中不利；在地震作用下，梁刚度放大（考虑楼板的刚度）后，用来设计内力和实际结构所受内力才比较吻合，此时按抗震规范取在梁柱交接处,柱端弯矩设计值>1.1~1.4*最不利工况下的梁端
弯矩设计值，取1.1~1.4的系数配筋柱承载能力提高，只是此种提高效应是不是大于板内钢筋对梁承载能力的提高，如果能做到则能达到强柱弱梁，编制规范的老师应该就是从这个角度来定1.1~1.4系数的。

所以梁的刚度乘以放大系数合情合理的。